Problemas géotechniques en relation avec la construction des

Problemas géotechniques
en relation avec la construction des autoroutes
Geotechnische Probleme im Strassenbau
Überreicht durch die
Offert par la
Schweizerische Gesellschaft für Bodenmechanik und Fundationstechn-ik
Société suisse de mécanique des sols et des travaux de fondations
Problemes géotechniques
en relation avec la construction des autoroutes
Geotechnische Probleme im Strassenbau
Überreicht durch die
Offert par l a
Schweizerische Gesellschaft für Bodenmechanik und Fundationstechnik
Société suisse de mécanique des sols et des travaux de fondations
L'autoroute
à Geneve
Geneve, à l'extrémité de son lae, doit souvent résoudre
des problemes partieuliers dus à sa situation exeentrique ;
ses liaisons avee la Suisse, notamment, ont toujours été
dif fieiles puisque dans sa partie la plus étroite la bande de
terrain eomprise entre le lae et la frontiere française
mesure 4 km. Dans eet isthme se trouvent une ligne de
ehemin de fer à double voie, la route dite « de Suisse » et
deux routes rurales.
De tout temps, la route de Suisse a été tres fréquentée
et elle fut adaptée par tronçons aux besoins eroissants de
J. Weber, ingénieur eantonal, Geneve
fédéral du 3 oetobre 1958 pour donner une base légale à
ees premiers efforts.
Cependant, Geneve, fortement sollieitée par l'agran­
dissement de son éaroport, attendit 1960 pour établir les
plans d'exéeution et ouvrir le eoneours du pont sur la
Versoix dont la eonstruetion eommença en mars 1961.
Les ehantiers proprement dits s'ouvrirent en avril
1962 et les derniers terrains pour la jonetion lae ne furent
à disposition qu'à fin oetobre de la même année.
Eu égard au earaetere modeste du réseau de routes
l'automobilisme; eependant, en 1935, l'idée d'une dou­
nationales situé à Geneve, le Département des travaux
blure était émise et esquissée sur les plans d'urbanisme
publies décida de ne pas eréer un serviee spécial, mais de
genevois.
eonfier à des bureaux privés tant l'élaboration des projets
le moins de modifieations dans l'état eadastral de la zone
la direetion générale et le serviee de eomptabilité.
niement pareellaire permettait à l'Etat d'aequérir une
d'études routieres Solfor. Son expérienee, aequise dans
En 1950, un traeé était dessiné de façon à provoquer
de banlieue, et en 1953 déjà, un premier syndieat de rema­
que la direetion loeale des travaux, eonservant pour lui
Les projets furent étudiés des 1959 par le Bureau
bande de 60 m de largeur sur 3 km de longueur au prix
d'autres pays, lui permettait .une élaboration rationnelle
de la Commission de planifieation et surtout l'arrêté
plus modernes en matiere du eonfort et de la séeurité que
moyen de 1 fr. le metre earré. Il fallut le rapport général
et une eoneeption des ouvrages suivant les eriteres les
Fig. 1. Remblayage de la bretelle Grand-Saconnex-Versoix à l'échangeur de Vengeron
2
Fig. 2. Le pont s ur la Versoix (photos 2 et 3: Zschokke/Bus­
carlet, Geneve)
Fig. 3. Construction de l'échangeur du Vengeron
doit présenter une autoroute. L'étude des ponts fut
seul groupe d'entreprises; leur mo ntant atteindra environ
remise à un groupe d'ingénieurs privés qui eut la possi­
bilité de les étudier systématiquement, que ce soient des
dalles biaises ou des poutres incurvées à béquilles obliques.
La direction locale des travaux fut confiée à deux
ingénieurs privés. Ils monterent de toute piece un bureau
mixte ou travaillent une quinzaine de techniciens et
70 millions de francs. Une direction générale, une direc­
tion locale, un entrepreneur, telle est la formule qui nous
permit d'exécuter l'échangeur du Vengeron, ponts com­
pris, en dix-huit mois et d'ouvrir au trafic la branche du
Grand-Saconnex à la date prévue dans l'arrêté fédéral du
3 octobre 1958. Les ingénieurs de la direction générale
d'employés privés à côté de fonctionnaires de l'Etat. Ils
et de la direction locale saisissent l' occasion de remercier
créerent un important laboratoire de géotechnique qui
publiquement les autorités genevoises qui leur ont donné
se révéla un organe indispensable pendant la période des
leur confiance pour l'exécution de ces travaux, ainsi que
terrassements et permit de sérieuses économies sur le
M. J.-E. Dubochet, chef du Bureau des autoroutes
vaudoises, qui en toute circonstance, a mis sa riche
réemploi ou l'évacuation des matériaux.
Enfin, les travaux eux-mêmes furent adjugés à un
Le raccordement à la route de Suisse et
l'échangeur du Vengeron
expérience à leur disposition.
à-coups dans l'écoulement du fl.ux, et ou enfin, des croise­
ments et des priorités contrarient le cheminement con­
tinu des voitures. La sécurité et le débit ne peuvent qu'en
pâtir immédiatement.
CoNsrnÉRATIONS GÉNÉRALES
Le raccord de l'autoroute sur la route du bord du lae
n'échappe pas à ces risques et à ces dangers. Dans le sens
Raccorder une autoroute au réseau des routes ordi­
Lausanne-Geneve, on peut se demander jusqu'à quel
naires est chose difficile. Comment relier la voie large,
point il sera possible d'y laisser le trafic, s'y engager
dégagée, sure, sans traquenards, à débit élevé à celle plus
sans surveillance de police ou même sans mise en service
ou moins large, qui offre souvent une visibilité insuf­
d'un systeme de feux qui donnera alternativement la
fisante, ouverte à tous, ou les différences de vitesses des
véhicules provoquent de multiples dépassements et des
circulation dans un sens et dans l'autre, ceci au-delà.. d'un
certain débit de voitures.
,,;!.
3
CONCEPTION
L'on a tenu eompte, à longue éehéanee, du nombre
des véhieules. Lorsque la ville de Versoix sera eomplete­
ment développée, elle engendrera un trafie de va-et-vient
avee Geneve (banlieusards) dont le volume dépassera
eelui de l'autoroute à eette jonetion. En effet, la eontinu­
ation de la route nationale vers le sud ne se fera pas par le
bord du lae, mais empruntera la route nationale N° la
en direetion de l'aéroport, bifurquera à gauehe à la hau­
teur du Grand-Saeonnex, et deseendra vers la ville,
franehira le lae, et rejoindra l'autoroute de Grenoble par
un traeé à l'est de la ville.
La figure de la jonetion est différente de la premiere;
le ruban eontinu est la route du bord du lae. Le sens vers
Geneve de l'autoroute s'y joint par la droite, alors que le
sens vers Lausanne s'en éearte, s'éleve, et franehit la
route de Suisse par un passage supérieur.
La préférenee a été finalement donnée au seeond
systeme qui souligne mieux que l'autre la fin de l'auto­
route à eette jonetion, du fait que la route du bord du lae,
large de 12 à 13 metres, n'aura vraisemblablement jamais
besoin d'être élargie.
A ee réseau de routes importantes s'ajoute une boule
à sens unique pour le trafie loeal, disposée de telle façon
que les mana;uvres de tourner à gauehe sur la route de
Suisse soient évitées.
Le viadue de l'autoroute montante qui enjambe la
route a un traeé en eourbe de 250 metres de rayon, son
les diverses ehaussées posent des problemes délieats au
ealculateur.
Ce raeeord, exeavé en partie dans la molasse, n'offre
par ailleurs guere de diffieultés extraordinaires de eons­
truetion, sauf que la cireulation doit y être maintenue à
toutes les étapes du ehantier.
Les serviees publies plaeés dans la route de Suisse
sont nombreux; leur situation et leur profondeur ne
résultent pas d'un plan eoneerté, mais bien plus du hasard
qui présida à la pose, à tel ou tel moment, de nouvelles
eonduites, ou eela était le plus eommode ou le plus
éeonomique.
n en résulte une anarehie totale qui aurait rendu nos
travaux quasiment impossibles si la déeision préalable
n'avait été prise de eonstruire une «gaine teehnique » de
1400 metres de long. Elle eontient toutes les eanalisations­
à savoir: l'eau potable, les eaux usées, l'éleetrieité et le
téléphone, que ee soient les eonduites de distribution
loeale, eelles à longue distanee, ou même internationales.
Seul le gaz, par mesure de séeurité, fut fixé à l'extérieur
de la gaine.
Celle-ei, une fois eonstruite et équipée, le ehantier
a pu se développer sans eontrainte.
Le type d'éclairage est en eours de diseussion; nous
pensons eependant plaeer un éclairage «grand espaee »
qui permettra de diminuer des deux tiers le nombre des
mâts. Les études, tres poussées, sont faites par la Société
générale pour l'industrie.
obliquité extrême et l'exigui:té des bandes qui séparent
L'ÉCHANGEUR DU VENGERON
Cette bifureation d'autoroute, appelée à tort éehan­
Fig. 4. C'est la sortie. Elle n'est encore que provisoire
geur, distribue le trafie en direetion du Grand-Saeonnex
et de l'aéroport d'une part, et en direetion du lae d'autre
?
part. n ne présenterait en soi pas de diffieultés s l n'était
_
pas eomplété par une jonetion diagonale qm rehe la
route
de
Suisse
à
la
premiere
des
deux
branehes
évoquées plus haut. La bifureation d'autoroute demande
_
un seul pont; la jonetion diagonale en extge quatre, qut,
bien qu'à une seule voie, demanderent beaueoup de
temps.
.
Initialement, nous avions prévu que eette dtagonale
passerait 6 m sous les autoroutes; l'examen d� la glai�e
bleue, gorgée d'eau, montra que les talus devratent avotr
une faible pente, d'ou des emprises importantes en dehors
des zones prévues. En faisant passer ees routes 6 m au­
dessus des autoroutes, nous avons sérieusement amélioré
la séeurité de ee seeteur, ear ees tranehées profondes
auraient eertainement pu être l'origine de glissements de
terrains, loeaux ou généralisés.
Les eanalisations des eaux météoriques et des drai­
nages sont reliées aux deux ruisseaux, le Gobé et le Ven­
geron, eux-mêmes eanalisés dans des eonduites moulées
sur plaee de 2 m 50 de diametre.
LE RACCORD À LA ROUTE DE FERNEY
Ce raeeord, dans son aménagement aetuel, est pro­
visoire.
4
te
Fig. 5.
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Fig. 6. L'
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5
Les services publics et la
C. Dériaz, ing., direction des travaux de l'autoroute,
construction de l'autoroute
Geneve
Quand nous parlons des services publics, il faut
projet de route, l'étude complete de l'aménagement en
entendre tous les conduits, câbles et canalisations que
services publiques des terrains avoisinants devrait tou­
l'évolution du confort moderne, ainsi que l'extension
jours être faite avec grand soin.
démographique, imposent à l'aménagement d'un pays.
Jusqu'à récemment encore, on ne comptait dans les
genevois, le cout des divers travaux pour les services
services publics que les réseaux amenant aux diverses
publics est pres de 10% du cout total de la construction.
Pour la construction de l'autoroute sur territoire
installations fixes (habitations, industries) l'eau, le gaz,
L'autoroute étant par principe une voie à priorité
l'électricité et le téléphone. Actuellement il faut ajouter
absolue, tous les réseaux de services publics devant la
encore tout le réseau d'assainissement. Le considérable
traverser ont du être aménagés de telle sorte qu'en aucun
effort fait actuellement à Geneve pour sauver les cours
cas, par la suite, ils ne créent de perturbations au trafic
d'eaux et le lae d'une pollution croissante entraine la
autoroutier. Ce probleme fut particulierement aigu dans
création de toute une trame de canalisations qui augmente
le canton de Geneve ou les trois quarts du tracé de l'auto­
la complexité du réseau des services publics. Par leur
route se trouvent soit en zone de villas, soit en zone
nature même, les services publics doivent emprunter des
urbaine, c'est-à-dire dans des secteurs ou les services
cheminements qui leur permettent de desservir le plus
publics sont particulierement nombreux. Dans presque
d'installations possibles d'ou il en résulte que dans la
toutes les routes traversant l'autoroute se trouvaient des
plupart des cas, ces services se trouvent dans les voies
services publics.
publiques. Rares sont les chemins ou l'on ne trouve aucun
Dans le cas de voies passant sous la chaussée de l'auto­
service et d'ailleurs leur présence est devenue un critere
route, le probleme était relativement simple et fut traité
important pour l'évaluation des terrains. Ce probleme est
de la maniere classique avec les conduites dans les accote­
trop souvent sous-estimé. Lors de l'établissement d'un
ments de la route. Toutefois dans certains cas, les délais
Fig. 1. La gaine technique
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imposés pour la mise en service de l'autoroute ne per­
mirent pas de terminer completement les voies trans­
versales, et certains servíces ne pouvant être posés que
sur de grandes longueurs à la fois durent être installées de
maniere provisoire dans les passages inférieurs.
Dans le cas des routes franchissant l'autoroute par des
ponts il fut nécessaire de construire des gaines techniques
souterraines, le nombre des conduites et canalisations
étant tel qu'il était impossible de les faire passer dans le
tablier des ponts. Il n'était pas possible non plus de les
faire simplement passer en tranchée sous l'autoroute, les
risques d'une réparation avec fouille ouverte en travers
de l'autoroute étant admissible. Il fallu donc cons­
truire de véritables souterrains permettant l'acces aux
équipes d'entretien des différents services. C'est à la jonc­
tion de l'autoroute et de la route de Suisse que le probleme
des services publics fut le plus complexe. En effet, sous
cette route se trouvaient tous les services publics men­
tionnés plus haut et certains de ces services passaient en
deux ou trois endroits différents.
Fig. 2. La gaine technique vue de l'intérieur (p hoto Zschokke/
Buscarlet)
Trois problemes se posaient :
Construire le raccord de l'autoroute à une cadence
rapide sans interrompre le fonctionnement des divers
services et le trafic routier.
- Augmenter la capacité des réseaux en fonction des
projets d'urbanisation des communes de Bellevue et
Versoix.
Assurer pour l'avenir la fl.uidité du trafic routier et
éliminer définitivement toute interruption due à
l'entretien ou à des modifications ultérieures des
réseaux des services publics. Il fut donc décidé de
construire une gaine technique de 2,50 m de diametre
et de 1400 m de long dans laquelle tous les servíces
publícs furent groupés. Ce souterrain de section
circulaire fut réalisé ·en béton armé avec le procédé
«Ductube» déjà utilisé sur le chantier pour les
voutages de cours d'eau.
côté, au niveau du soi passe un tuyau en éternit d'un dia­
metre de SOO mm pour les eaux usées, qui sont là sous
pression, venant d'une station de pompage et dirigées
vers la nouvelle station d'épuration d'Ai:re située à 9 km.
Sur cette canalisation ont été placés des cadres métalliques
destinés à supporter les conduites d'eau potable.
De l'autre côté du passage de service se trouvent cinq
rayonnages en éternit destinés à recevoir les câbles
électriques et de téléphone. Seul le gaz n'est pas à
l'intérieur de la gaine technique, mais la suit parallêlement
à l'extérieur, ceci par mesure de sécurité. Il est à noter que
le gaz ne passe dans aucune gaine technique souterraine
construite pour l'autoroute,
mais les suit toujours
parallêlement.
Une collaboration constante entre la direction des
travaux et les bureaux d'étude des différents services
Au radier de la gaine technique un tuyau fendu du
publics a permis de prévoir toutes les modifications que
type « Satujo» assure le drainage et l'écoulement d'eaux
les besoins futurs pourraient apporter aux réseaux des
d'infiltrations éventuelles. Au centre, un passage est
serv1ces publics touchés par la construction de l'auto­
réservé pour les équipes d'entretien et de contrôle. D'un
route.
7
Problemas géotechniques
P. Dériaz, ing. civil EPF, ing.-conseil, Geneve, et B. Graf,
ing. civil EPUL, chef du Laboratoire des essais de la
direction des travaux de l'autoroute, Geneve
posés par la bretelle
Lausanne-Cointrin de
l'échangeur du Vengeron
Sur la base des résultats obtenus par cette étude nous
1.- GÉNÉRALITÉS
L'échangeur du Vengeron, situé au nord de Geneve
et à proximité de la localité de Bellevue, permet la dis­
sociation du trafic venant de Lausanne suivant deux
itinéraires principaux (fig. 1 ) :
par le premier, l'autoroute descend vers le lae, passe sous
la ligne CFF Geneve-Lausanne, et vient se raccorder à
l'actuelle route de Suisse (sous le village de Chambésy) par
le deuxieme, elle remonte le vallon du Vengeron au travers
du bois de la Foretaille puis longe la piste de l'aérodrome
de Geneve-Cointrin pour gagner ensuite Meyrin et
Vernier.
L'échangeur est complété par deux bretelles assurant
la future circulation obligatoire des poids lourds entre la
route de Suisse (Versoix) et les zones industrielles du
canton sans traversée de la ville de Geneve.
La réalisation de cet ensemble routier présentait de
tres grandes difficultés dues au fait notamment que la
séparation du trafic et les croisements dénivelés imposaient
un certain nombre d'ouvrages d'art, une géométrie en
plan des différentes voies relativement compliquées et
des mouvements de terre importants (déblais profonds,
hauts remblais) . L'étude préliminaire géologique (pro­
fesseurs Paréjas et Jayet) et géotechnique (professeur
Bonnard), effectuée en 1 958/59, montrait que la mauvaise
qualité des terrains de fondation, dans ce secteur, compli­
querait sérieusement le travail : ces terrains, essentielle­
ment des argiles et des limons (dépôts périglaciaires),
sont instables, compressibles, en partie saturés.
Le projet prévoyait l'exécution pour la bretelle Lau­
sanne-Cointrin, d'une importante tranchée profonde de
1 4 m, avec des talus de pente 2 : 3. Le laboratoire de l'auto­
route, en collaboration avec le bureau P. et C. Dériaz, ing.­
conseils à Geneve, entreprit une étude géotechnique
avons pu étudier le projet d'exécution de façon à obtenir
un ouvrage stable.
2. - GÉOLOGIE, STRATIGRAPHIE ET NAPPE
PHRÉATIQUE
L'échangeur recouvre une surface d'environ 10 hec­
tares, primitivement en grande partie boisée, et traversée
par deux cours d'eau, le Vengeron et son affluent, le Gobé.
Dans la zone intéressée par l'échangeur, les deux
ruisseaux ont été canalisés et voutés, et les arbres abattus
pour permettre la réalisation de l'ouvrage.
Géologie et stratigraphie
Les terrains de fondation de l'échangeur sont cons­
titués par les sédiments de formations quaternaires
reposant sur la molasse bigarrée du chattien inférieur.
Nous distinguerons de haut en bas:
- ruissellement post-glaciaire (couches n° 2a, 2b; cette
couche provient du lessivage de la moraine et du
glacio-lacustre): limon sableux ou argileux feuilleté à
massif, beige à gris, peu à assez plastique, ferme à dur,
humide ;
- glacio-lacustre (couches n° 3a, 3b, 3c, 4): argile limo­
neuse et limon argileux, stratifiés à feuilletés (parfois
massifs), gris-brun à gris foncé, assez plastiques à
plastiques, mous à tendres, plus fermes avec la pro­
fondeur, saturés ;
- moraine wiirmienne (couche n° 5): limon graveleux,
massif, gris à gris-brun, compact peu plastique,
saturé;
- molasse bigarrée (tertiaire) (couche n° 6) : alternance de
gres micacés et de marnes calcaires : dur à tres dur.
détaillée pour déterminer les caractéristiques des terrains
L'épaisseur des sédiments quaternaires dépasse par
de fondation et définir les mesures propres à assurer la
endroits 30 metres ; la molasse forme une sorte de cuvette
stabilité des talus.
(surcreusement préquaternaire ou affaissement par frac-
Tableau J. Niveaux de la nappe avant les travaux. Eté et automne 1 962
Forage no
7
Alt. Sol.
Juillet/Aotit
Sept.
390,35
Déc.
8
8
11
401,25
397,70
407,45
391,25
393,50
398,95
398,50
397,50
392,80
391,40
398,25
396,90
396,45
390,90
396,85
llbis
12
406,90 m/m
392,55
Oct.
Nov.
7bis
389,20
Remarques: 10 Météo de l'été e t l'automne: Beau, see (surtout l'été).
30 Les piézometres n° 7 à 12 se rapp ortent essentiellement aux talus Jura
de la tranchée Lausanne-Cointrin; les
7, 7bis et 8 étaicnr placés, avant travaux,
395,30
395,90
dans la zonc du futu r pied de talus; les
11, 11 bis et 12, en arricre de la crête du
même talus.
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Fig. 3.
Tranchée de la bretelle Lausanne­
Cointrin. Terrassements à la dragline
dans les argiles saturées. A gauche,
sous les planches,gazon «préfabriqué »
(photo Zschokke)
Fig. 4.
Tranchée de la bretelle Lausanne­
Cointrin. Terrassements de janvier
1963. Vue générale en direction de
Lausanne. Dragline et camion bascu­
lant lourd ( photo Boissonnas)
vait être alimentée par ce ruisseau. Une reconnaissance
géologique le long du Gobé et du Vengeron a découvert
des affleurements de la moraine würmienne (couche no 5)
j usqu'à la cote 390,00 mfmer, alors qu'à l'emplacement
des sondages F8-9-11-12, la moraine est plus basse
(382,00-384,00 mfmer).
Comme nous l'avons vu plus haut, la nappe phréa­
tique a été découverte à une profondeur de 8 m et son
écoulement se faisait sensiblement parallelement à la
surface du terrain ; son niveau est supérieur à celui du
thalweg du Gobé aussi bien que du Vengeron. La nappe
n'est donc pas directement influencée par le niveau de ces
cours d'eau.
Par contre, cette nappe, et surtout son niveau, ont une
infl.uence déterminante sur la stabilité du talus.
3.
turation locale, parallelement au Jura) tapissée par la
moraine et remplie par les argiles et limons du glacio­
lacustre.
Nappe phréatique
L'exécution des forages a révélé l'existence d'une
nappe phréatique caractérisée. Un certain nombre de
piézometres ont été mis en place pour mesurer son niveau
et ses variations. Pendant la période de prospection, de
j uillet à décembre 1 962, les niveaux piézométriques
s'établissaient comme sous tableau I (voir page 450).
L'examen du tableau n° I montre que le niveau
- ÉTUDES GÉOTECHNIQUES
La réalisation de cette profonde tranchée dans les
terrains instables décrits ci-dessus posait donc un certain
nombre de problemes diffic.iles :
a) stabilité des talus, conditionnée par la position de la
nappe et la nature des terrains;
b) mode d'excavation de façon à obtenir en tous temps
des talus stables;
e) portance de la chaussée reposant sur des argiles
tendres, instables et peu carrossables.
Nous avons donc déterminé, en collaboration avec le
bureau P. et C. Dériaz, d'une part, les caractéristiques
général de la nappe s'est abaissé régulierement dans le
géotechniques des différentes couches de terrains de
fondation, et d'autre part, les conditions de stabilité des
temps. La pente de sa surface libre est sensiblement paral­
talus.
lele à celle du terrain naturel. Les terrains les plus per­
méables sont représentés par les couches 3b et 4 (voir fig.
n° 2) qui pourraient, de ce fait, créer des difficultés lors
de l'excavation en provoquant des venues d'eau par le
fond des fouilles.
Les terrains sont en général saturés en dessous du
niveau du Gobé, ce qui faisait supposer que la nappe pou-
3.1. Caractéristiques géotechniques des terrains
Les terrains intéressant la stabilité sont essentiellement
les limons du ruissellement (n° 2) et les argiles du glacio­
lacustre (n° 3). Les caractéristiques géotechniques de ces
couches sont données dans le tableau li en page 455.
11
Nous voyons que le drainage de pied de talus est d'une
extrême importance pour la stabilité. n était donc néces­
saire de pouvoir s'assurer de son bon fonctionnement,
et de contrôler que la nappe ne dépasse pas la cote
d'alarme 395,70 mfmer (Gs
=
1,5).
Nous avons donc mis en place, au droit de la berme
(apres l'exécution des terrassements et la pose du drainage
de pied de talus), 6 tubes piézométriques à réactions
rapides (diametre 2 em) pour suivre les mouvements de
la nappe. Nous donnons ci-dessous, au tableau n° III, le
résultat de nos observations.
3.3. Mesures constructives
3.3.1. Terrassement
L'étude de stabilité, dont nous avons donné les résul­
tats principaux ci-dessus, nous a également permis de
Fig. S. Tranchée de la bretelle Lausanne-Cointrin. Vue en
direction de Lausanne prise en février 1964. Travaux
de finition avec, à l' arriere-plan , la descente de l'auto­
route vers le lae
3.2. Stabilité de.r ta/us: étude et contrôles
Sur la base de la stratigraphie déterminée par les
forages de reconnaissance et des caractéristiques géo­
techniques mesurées en situ et en laboratoire, la stabilité
du talus Jura a été calculée, en faisant les hypotheses
suivantes:
calcul dans le sta de fissuré ;
- nappe phréatique de niveau variable dans le temps ;
- arcs de rupture possible assimilés à des spirales logarithmiques ;
définir les mesures constructives propres à assurer l'exé­
cution d'une tranchée stable.
a) adoucissement de la pente du talus (1 : 2) et création
d'une berme à mi-hauteur ;
b) pose de drainages et d'une protection du talus assu­
rant une évacuation rapide de toutes les eaux de
surface ;
e) mise en place, en pied de talus, d'un drainage profond,
et exécution dans la partie inférieure du talus, d'épis
de drainage ;
d) les argiles et limons tendres n'étant pas stables et
carrossables, exécution du terrassement par étapes
(voir aussi figure n° 2) :
1° excavation à la dragline j usqu'au niveau de la
berme, mise en place des protections de surface et
drainage au niveau de la berme;
2° excavation par tranches, à la dragline sur piste
- considération de 6 surfaces de glissement possible: 3
de gravier tout-venant, j usqu'au fond de l'encaisse­
ruptures de pied de talus, 2 ruptures profondes, 1 rup­
ment (surprofóndeur de terrassement de 1 ,0 m par
ture partielle de pied de talus ;
rapport au niveau théorique de la forme de l'in­
frastructure), mise en place du drainage profond
fissures de retrait et de traction pénétrant j usqu'à mi­
et des épis de drainage ;
hauteur du talus ;
talus, hauteur H
=
13 m, pente de 25°, avec une
berme à la cote 398,60 (env. à mi-pente) de 2,50 m de
1,0 m de gravier tout-venant compacté, sur le fond
largeur.
Pour chaque surface de glissement, il a été admis 4
positions possibles de la nappe, et calculé la sécurité à la
rupture.
Donc, pour chaque surface, on obtient une courbe
donnant la sécurité à la rupture Gs en fonction du niveau
de la nappe. L'enveloppe de ces courbes donne la sécurité
à la rupture en fonction du niveau de la nappe au droit de
la berme.
Cette étude a permis de faire les constatations suivantes:
a) si le drainage de pied de talus fonctionne normalement,
la sécurité à la rupture Gs est égale ou supérieure à 2,0 ;
b) si le niveau de la nappe, au droit de la berme atteint la
cote 395,70, la sécurité ne vaut plus que
Gs
e)
=
1 ,5
si la nappe atteint le niveau de la berme (398,60) la
rupture est imminente :
Gs
12
3° mise en place d'un filtre en sable (0,20 m d'épais­
seur) (drainage, couche anticontaminante) et de
du terrassement, pour assurer la stabilité du pied
de talus et empêcher le gonflement de l'argile ; mise
en place des protections de talus (gazon, dallages
ou pavés) ;
4° construction de la superstructure de la chaussée :
fondation en grave compactée (ép. 0,60 m) et
couches de support en enrobés bitumineux (ép.
0,11 m) du revêtement ;
e) pendant et apres les travaux, contrôle du niveau de la
nappe (voir § 3.2, ci-dessus).
4. - CoNsTRucTroN
4. 1. Terrassements
Les terrassements ont débuté au mois d'octobre 1 962,
apres exécution du déboisage, du dessouchage et du
décapage de la terre végétale, et se sont poursuivis durant
=
1,0
tout l'hiver jusqu'en avril 1963.
Tableau 11
Caraetéristiques géoteehniques des terrains intéressant la stabilité du talus
Terrain
ML-CL
CL
ML-CL
CL
(2)
(3a)
(3b)
(3e)
Résistanee au pénétrometre
N eoups / 20 em
10-30
5-10
15-30
Teneur en eau
w
22,6±4,0
36,1± 7,0
23,5±5,0
Densité humide
y
ys
Densité seehe
Indiee de vide
%
e
LL
Indiee de plastieité
IP
Teneur en argile
2fJ,
T4
Teneur en gravier
Cohésion apparente:
e = %q"
er=% qur
Eerasement intaet
Eerasement remanié
Moulinet intaet
Angle de frottement interne
tiax. drainé (e-r o)
s
rp
estimé
rp
2,08
1,81
2,05
1,71
1,33
1,66
0,570
1,100
0,620
%
%
%
%
%
s
Saturation
Limite de liquidité
t/ma
t/ma
'
1,51
0,850
96
46,2
27,9
26,6
13,9
37,0
19,9
63,0
50,6
0,0
4,0
kgfem2
0,8
0,30
0,6
0,42
kgfem2
0,3
0,10
0,10
0,25
kgfem2
1,6
0,30
0,6
o
'
1,97
100
95
95
10-30
29,0±5,0
0,6-1,0
22-24
o
22-24
26
26
Remarque: Les essais triaxiaux (exécutés par le VA WE à Zurich) sont des essais rapides consolidés avec mesure de la
pression intersticielle.
Tableau 111
Niveaux de la nappe au droit de la berme - eôte d'alarme 395,70
Piézometre n°
1
2
3
4
5
Mars 1963 . . . . . ......... .
391,88
391,15
390,82
390,15
390,85
389,64
Avril . . . . . . . . . . .. . .. .. ...
391,88
391,15
390,75
390,19
390,88
389,67
389,89
6
Mai
Juin . . . . . . . . . . .. . . .. . .. .
Juillet .. . . . .. . . .. . ...
392,32
391,65
390,99
390,37
391,05
392,32
391,71
391,01
390,50
391,07
390,00
Aout
392,21
391,52
390,89
390,43
390,97
389,84
Sept. . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
392,15
391,45
390,81
390,25
390,90
389,77
Oet. . . . . . . . . . . ....... .. .
392,09
391,37
390,18
390,18
390,84
389,66
Nov.
•
392,15
391,47
390,88
390,28
Dée. 1963 . . . . . . .. . .... . . .
392,10
391,41
390,74
390,22
389,70
Janvier 1964 . . . . . . . . . . . . .
392,09
391,42
390,73
390,20
389,69
Février
391,96
391,33
390,64
390,24
389,67
Mars . . . . .. .. ...... ... .. .
392,10
391,35
390,75
390,21
389,62
Avril. . . .. . . . . .. . . . .. . . . .
392,06
391,46
390,74
390,18
*
Mai . . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
392,10
391,37
390,74
390,20
.
•
o
•
•
•
•
.
•
•
.
•
•
.
•
•
..
•
•
.
•
o
.
.
.
• • • o •
o
.
•
.
•
.
•
o
•
.
•
•
l
o
•
•
o
•
•
•
•
•
• • • • •
Remarques: Les niveaux donnés dans ce tableau III
sont les cotes maxima mesurées pendant le mois correspon­
dant, ce qui est logique, puisque la sécurité diminue lorsque
le niveau de la nappe monte;
le piézomi:tre n° 1 se trouve sur la berme, à l'extrémité
côté Lausanne de la tranchée, alors que le n° 6 se trouve à
l'extrémité côté Geneve, pres de la culée n° 1 de l'ouvrage
d'art n° 334.
* Le piézomi:tre n° S a été mis hors d'usage en novembre
1962 et le n° 6 en avril1963, par les travaux de construction
*
389,79
de la culée n° 1 de l'OA 334 et de finition du talus.Ils seront
incessamment remplacés par de nouveaux tubes.
Conclusions: L'examen du tableau III ci-dessus montre
que le niveau de la nappc, au droit de la bcrmc, n'a jamais
dépassé, quelles que soicm les condltions mttéorologiques,
la cote 392,35 (cote maximu m du n° 1, juin-juillet 1963).
Dans ces conditions, nous voyons que le drain de pied
de talus fonctionne normalement et que la stabilité du talus
est toujours assurée.
13
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Fig.6
Ils ont été exécutés en deux phases par deux drag­
lines avec godet d'une contenance de 1 ,2 m3 (fig. 3 et 4).
Sitôt la premiere phase réalisée, le drainage de la berme et
les ouvrages de protection de la partie supérieure du talus
ont été mis en place: drainages diagonaux pour combattre
la saturation des couches superficielles, bandes «pré­
fabriquées » de gazon et feuilles de plastique, comme
protection contre l'eau, dans les zones non revêtues.
Pour l'exécution de la deuxieme phase, du niveau de
la berme à l'encaissement de la route, les argiles n'étant
pas carossables, les pelles et engins de transport roulaient
sur des pistesde chantier engravier tout-venantconstruites
précédemment.
Les matériaux excavés (120 000 m3 pour l'échangeur)
n'étant pas réutilisables (humidité naturelle supérieure à
25 %), ils devaient être évacués et mis en décharge. Apres
chargement sur des camions lourds basculants de 10 m3
de capacité, du type Euclid ou Tournarock, ils étaient
conduits à des décharges aménagées spécialement de
façon à être accessibles et carrossables en tous temps,
situées au nord de l'échangeur et de part et d'autre de
l'autoroute, en remblai dans cette zone.
double, de façon à éviter absolument des entral:nements
de particules fines.
Il fut constitué de la maniere suivante (voir aussi
fig. 6) :
1 o tuyaux en ciment, 0 int. 45 em, perforés, enrobés
jusqu'aux 2/ supérieurs, avec façon de radier ;
3
2° 1 er filtre: enrobage supérieur des tuyaux au béton
poreux, sans sable (15-30 mm), dosage CP 150 ;
3o 2e filtre: sable brut, en contact avec les argiles et
limons de l'infrastructure ;
4° la partie supérieure de la fouille étant remplie avec du
gravier tout-venant.
Compte tenu de la granulométrie des terrains à drainer
et à protéger contre l'entral:nement des fines, et confor­
mément aux prescriptions de la norme
SNV 70125
(prescriptions pour filtre), le sable du 2e filtre devait
répondre aux conditions suivantes :
'1 o 0,015 mm <d 1 5 < 0,15 mm
2°
d SO < 0,25 mm
3o
d max = 2 mm, avec une tolérance de
5% de passant à 2 mm.
La liaison entre l'échangeur et les décharges était
réalisée par une piste de chantier en gravier tout-venant,
Apres analyses et contrôles, le choix s'est porté sur un
d'une épaisseur de 1 ,2 m et d'une largeur de 10 m, im­
sable brut provenant de la sabliere du Cannelet, et
plantée pour la plus grande partie sur le tracé de l'auto­
répondant aux conditions énoncées ci-dessus. Les con­
route (terrassements déjà exécutés dans ce secteur). Ces
trôles effectués nous ont en effet donné :
graviers ont été ensuite utilisés comme grave de fon­
dation et matériau de remblai.
Sans attendre la fin de la deuxieme phase des terrasse­
ments généraux, il fut immédiatement procédé à la mise
en place du drainage profond de pied de talus et à la
constitution du corps de chaussée.
4.2. Drainages et superstructure de la chaussée
3° d max
=
0,03 à 0,15 mm
=
0,10 à 0,28 mm
=
0,3 à 20,0 mm (avec 2 à 3% passant à
2,0 mm)
Sur la forme de l'infrastructure, nous avons mis en
place une couche filtre et anticontaminante pour éviter la
pénétration des fines du terrain dans la fondation, ce qui
Le drainage de pied de talus se trouvant dans des sols
aurait eu pour effet de la rendre gélive. La granulométrie
fins, instables et saturés, il devait comporter un filtre
du terrain (sol naturel) étant la même que celui de la
14
fouille du drainage profond, nous avons également utilisé
- géométrie eompliquée des voies, tant en plan qu'en
le sable brut de la sabliere du eannelet.
profil en long, avee nombreux raeeords (pistes de
La forme d'infrastrueture a été réglée au trax léger, et
largeur variable);
la eouehe filtre en sable, d'une épaisseur de 20 em, a été
longueurs à revêtir tres eourtes (présenee des ouvrages
mise en plaee à la main. Le gravier destiné à épauler le
d'art en eonstruetion);
pied du talus et à éviter le gonflement de l'argile (épais­
seur 80 à 100 em), ainsi que la grave de fondation, étaient
approvisionnées par eamions, mis en plaee sur le sable au
trax léger, et eylindrés pour un premier serrage au rouleau
lisse, non vibrant. A ee moment seulement, les eamions et
autres engins lourds étaient autorisés à eireuler dans la
tranehée. Les graviers mis en ceuvre provenaient des
gravieres du pied du Jura français (Gex, eessy, Méribel)
et des gravieres du eanton de Geneve (Russin, Laeonnex,
Bois-de-Bay, ete.).
nous avons adopté un revêtement en enrobés bitumineux,
d'une épaisseur totale de 18 em (revêtement bitumineux
pour ehaussées de classe V).
ee type de revêtement permettait une mise en plaee
rapide et souple sur n'importe quelle surfaee prête, quelles
que soient ses dimensions, par l'emploi de maehines de
pose légeres (5-6 tonnes, au lieu de 30-40 tonnes pour
un train de bétonnage sur rails), sans rails, alimentées
par eamions routiers. Des tassements et des gonflements
étant attendus, les ouvrages (fondés sur la moraine
Le gravier de la eouehe inférieure devait être facilement
eompaetable (soit coeffieient d'uniformité U plus
graveleuse) eonstituant des points durs, le revêtement
pas eomporterd'éléments dediametre supérieur à 100 mm;
de désordres qu'un revêtement rigide, les déformations
grand que 4, et eourbure e eomprise entre 1 et 3), et ne
la grave de fondation devait répondre aux mêmes eon­
ditions, et en plus, ne pas être gélive (moins de 3% en
poids de partieules de diametre inférieur à 0,02 mm).
Les eontrôles et analyses effeetués par le laboratoire
(tableau n° IV) montrent que les graviers mis en ceuvre
répondaient aux eonditions imposées.
bitumineux pouvait suivre, plus facilement et avee moins
de l'infrastrueture et de la fondation. De plus, les travaux
d'entretien et de réparation sont plus faciles à réaliser
étant donné la nature du matériau mis en ceuvre et le type
de maehines utilisé. Du point de vue du trafie, il suffit de
prévoir des déviations et non la fermeture d'une piste qui
est alors oeeupée totalement par un train de bétonnage.
Le revêtement définitif et eomplet eomprend deux
eouehes de support en enrobés bitumineux à ehaud
Tableau !V. Graves pour épaulements et fondations eontrôle de qualité
Valeurs mesurées, passant à d mm en % 0 max. U e E. S.
0,002 0,020 0,060
minimum
maximum
o
1,0
2,0
%
mm
0,6
2,0 20,0
3,3
6,0 44,0 130 128 3,5 84
80
22 0,8 22
A vant la mise en plaee du revêtement, ees graviers ont été
eompaetés par des engins vibrants (plaques et rouleaux) et
nous avons proeédé au eontrôle de la portanee par essais de
eharges avee plaque rigide (coefficient ME, kgfem2).
Forme de la fondation: eharges: 0,5- 1,5-2,5-3,5 kg/em2;
plaque cireulaire, surfaee 700 em•; diametre 30 em, ME ealculé
entre 1,5 et2,5 kgfem2; valeur minimum: 800 kgfem2•
(HMT), d'une épaisseur de 11 em, et un tapis de 7 em en
béton bitumineux, formé de deux eouehes (inférieure:
liaison 4 em AB 16U; supérieure: usure, 3 em AB10). Le
revêtement provisoire (pour une durée d'une année
environ) est eonstitué par les eouehes de support HMT.
La cireulation s'effeetue en ee moment sur le revête­
ment provisoire. Dans les zones de déblai, le revêtement
provisoire-type (11 em) a été renforeé par une couehe de
9 em d'épaisseur de semi-eoneassé 0-20 mm stabilisé au
bitume 180-220, au dosage pondéral de 3%, dans le but
d'avoir, dans les zones à portanee réduite, un revêtement
résistant et stable.
L'enrobé bitumineux des eouehes de support (HMT)
a été étudié et fabriqué eonformément aux preseriptions
de la norme SNV 40421.
T ableau V. eontrôle du eompaetage de la fondation
en grave
Essais ME
Valeurs mesurées
Nombre 12 Min: 857 Max:2000 Moyenne: 1310kgfem2
La formule adoptée s'établissait eomme suit:
% agrégats
Bois-de-Bay
0-1 mm, sable de earriere, eannelet
< 0,08 mm, filler ealcaire, Broe
(Sudan)
La fondation possédait bien la portanee requise et le
Les eonditions d'exéeution dans l'éehangeur étant
tres diffieiles, à savoir:
portante;
- hauts remblais, déblais profonds (tassements et gon­
83,0
9,5
9,1
3,5 (100%) 3,3
4,6
Totaux 104,8
100,0
Le eontrôle de la fabrication nous a donné les résultats
suivants:
a)
dosage moyen: p= 4,75% (pds see agrégats)
avee les valeurs extrêmes suivantes: p min = 3,28%
flements prévisibles avee alternanee rapide de ees
mouvements sur des distanees tres eourtes);
87,0
4,8
Bitume, pénétration 180-220
revêtement pouvait done être posé.
- terrains de fondation eompressibles et à faible eapacité
% enrobés
0-20 mm, gravier T. V. semi-eoneassé
p max = 5,58%
Le dosage moyen obtenu est eorreet et l'enrobé
terrassements exéeutés simultanément avee la eons­
possede une teneur en bitume eonforme aux pres­
truetion des ouvrages d'art;
eriptions.
15
b) Tableau VI
2 4 éehantillons
Caractéristiques:
Dosage biturne:
4,8 °/0 (agrégats)
Valeurs
Exigées
Mesurécs
Mjn,
(SNV 40421) Moy.
Densité apparente DA tjm8
Max.
2,36
2,36 2,30 2,40
3-8
(6,3)
HM %
3,9
9,5
Coeffieient de
remplissage
CR %
� 80
62,8 55,6 73,5
Stabilité eorrigée
SM kg
;:?: 350
837 600 1032
Fluage
FM mm 1,5-4,5 (3,34) 2,51 5,08
Les
Epaisseur
moyenne (em)
minimum
2,20
93,2
9,1
maximum
2,42
102,0
13,1
moyenne
2,34
98,7
10,3
L'examen du tableau ci-dessus montre que le eompaetage
Poureentage de vide
Conclusions:
Densité % Marshall
Da tfm8
earaetéristiques méeaniques de
l'enrobé sont bonnes.
obtenu est done tres bon.
Le revêtement provisoire mis en plaee est eonstitué
d'un exeellent enrobé, eorreetement mis en ceuvre et bien
eompaeté. Son eomportement aetuel sous le trafie est
pour l'instant excellent.
Pendant la période d'exécution de la fondation et du
revêtement, les travaux de proteetion de la partie infé­
rieure des talus ont été également réalisées (fig. no S)
(pavage en vibroplots préfabriqués, épaulements verti­
eaux en gravier et engazonnement de la terre végétale
e) La granulométrie du squelette de l'enrobé a été
déterminée apres l'essai d'extraetion du liant. Elle
nous a donné un fuseau granulométrique qui respeete
- printemps 1964), ee qui a permis d'ouvrir dans les
délais, le 23 avril 1964, eette artere au trafie.
dans son ensemble les toléranees admises.
5. - CoNcLusroNs
L'enrobé HMT a été mis en plaee au finisher auto­
l'éehangeur du Vengeron a posé à la direetion des tra­
moteur Barber Green équipé de palpeurs. Le mélange
était mis en plaee entre 100 et 150
o,
il subissait un premier
serrage au rouleau trieycle lisse (7t) à 100 ° env. puis un
compaetage définitif au rouleau à pneus lourd (20 t ;
70-90
léger
) et enfin un dernier eylindrage au eylindre tandem
(4 t; 40-60 ° ) destiné à effaeer les empreintes du
°
rouleau à pneus.
Le eontrôle du eompaetage effeetué nous a donné les
résultats suivants :
La réalisation de la bretelle Lausanne-Cointrin de
vaux_ de l'autoroute des problemes diffieiles, dus au fait
notamment que eet ouvrage devait être eonstruit dans
des terrains de fondation de tres mauvaise qualité.
Son exéeution, effeetuée parallelement à la eonstrue­
tion de 11 km de route et de 19 ouvrages d'art importants,
a été rendue possible, dans d'exeellentes conditions de
séeurité et en respeetant les délais, d'une part, en s'ap­
puyant sur les résultats de reeonnaissanees générales et
d'études géoteehniques détaillées, et d'autre part, grâee
à la eollaboration active et bénéfique qui n'a eessé
Tableau VII. Compaetage
Spécifications: % Marshall minimum : 95%
épaisseur moyenne prévue : 11 em (6 +5 em)
Les résultats suivants ont été obtenus :
16
d'exister entre la direetion des travaux, ses experts, son
laboratoire d'essais et l'entreprise (eonsortium d'entre­
prises S.A. Conrad Zsehokke et Jean Spinedi S.A.).
Nous sommes ainsi arrivés à exéeuter, dans les délais
imposés et des plus brefs, et souvent dans des eonditions
diffieiles, un ouvrage conforme aux regles de l'art.
PRtVISIONS ET OBSERVATIONS DES TASSEMENTS
'
'
,
POUR DEUX IMMEUBLES RECENTS A GENEVE
par Pierre DÉRIAZ, ingénieur dipl. EPF-SIA
Introduction
Nous n'avons pas à souligner ici l'importance du
calcul et des prévisions de tassement lors de la construc­
tion d'ouvrages d'art. Pour mémoire, nous rappellerons
simplement que pour des ouvrages fondés sur des ter­
rains même peu compressibles, les tassements sont sou­
vent déterminants pour le choix du systeme de fonda­
tion ainsi que pour la détermination du taux de travail
admissible sur le terrain.
D'autre part, l'observation des tassements sur des
constructions existantes permet de suivre le comporte­
ment du soi lors de l'application d'une charge perma­
nente sur ce dernier et de plus d'étudier les réactions
de la structure lors de déformations provoquées par des
tassements différentiels. Seul, un examen approfondi
des observations faites sur des structures existantes
permettra de préciser les déformations admissibles sans
dommage et les limites à ne pas dépasser pour les tasse­
ments différentiels d'un ouvrage donné,
Les deux exemples traités ici sont des bâtiments fon­
dés sur des argiles lacustres et glaciaires compressibles
bien connues à Geneve. Un immeuble, au quai Wilson,
sur la rive droite du lae, est fondé sur des vases et des
argiles rubannées lacustres et glacio-lacustres, alors que
le bâtiment des Palettes, au Grand-Lancy, repose sur
des marnes feuilletées du retrait würmien.
Les calculs et prévisions de tassement ont été effec­
tués suivant Terzaghi [2] et Kany [3] alors que l'obser­
vation et l'interprétation des tassements ont été faites
suivant la méthode développée par Neuber [4].
Méthodes usuelles du calcul des tassements
Pour les terrains argileux, les calculs de tassement
sont le plus s ouvent basés sur la théorie de la consoli­
dation de Terzaghi [2 et 3]. La procédure standard est
la suivante :
Sondages et prélevement d' échantillons dans le
terrain.
Détermination de la compressibilité du terrain par
des essais de laboratoire (cedometres).
Etablissement d'un profil géotechnique indiquant
la compressibilité des couches de terrain intéres­
sant les fondations de l'ouvrage projeté.
Choix de la méthode de calcul (hypotheses sur le
mode de répartition des pressions dans le soi
ainsi que sur le mode de déformation de ce der­
nier).
Calcul des tassements théoriques et appréciation
des tassements différentiels probables.
Chacune de ces étapes peut introduire des erreurs
dans le résultat du calcul, par exemple : déformation
des échantillons au prélevement, procédure d'essai,
hétérogénéité du terrain, hypotheses simplificatri ces,
ete. L'appréciation du résultat final est donc toujours
délicate.
Cependant, l'expérience prouve que dans de nom­
breux cas, cette méthode permet de prévoir avec une
précision suffisante les tassements.
Par contre, les prévisions concernant l'évolution
des tassements dans le temps restent le plus souvent
imprécises, car elles dépendent d'accidents locaux sous
le terrain qui sont le plus souvent insaisissables en
laboratoire.
Observations et calculs d'apres Neuber
Une observa tian directe des tassements sur un ouvrage
en vraie grandeur a l'avantage d'éliminer les erreurs
dues à l'échantillonnage du terrain par le laboratoire,
et une partie de celles dues aux hypotheses de calculs
(théorie de l'élasticité ou théorie de la plasticité) qui ne
permettent de saisir qu'imparfaitement le comporte­
ment réel du soi.
Par un choix judicieux des parametres utilisés pour
l'interprétation des mesures de tassement, il est pos­
sible de construire une courbe de tassement théorique
suivant exactement la courbe des tassements observés.
Cette courbe permet d'étudier l'évolution des tassements
dans le temps ainsi que la compressibilité globale du
terrain de fondation. Une fois ces parametres établis,
iis pourront servir aux prévisions de tassement pour
un nouvel ouvrage construit sur le même terrain. Les
sondages, qui seront toujours nécessaires pour recon­
naitre un terrain de fondation, auront donc pour but
essentiel d'identifier le soi à une classe connue, d'ou
simplification des essais de laboratoire et élimination
d'une cause d'erreur importante.
Neub er [4] propose p o ur l'interprétation des observa­
tions un modele fictif, qui tient compte des dimensions
du systeme (largeur de fondation, épaisseur du terrain
compressible) d'un tassement instantané et d'un tasse­
ment différé ( fig. 1) . Ses notations sont les suivantes :
"P/"Pe
1
L/
0.5
lZ
o
�""
'
�'
1
J ttte= �
2
1
3
-
�t-\
'·
\
2
-�· Y=
•
1-.. V -
\
3
s/Se
Fig. 1.
=0
:00
oo e
et �: 1
\. -l- l' : �
'.
ou
ou
p
T: O
\
"
-
Modele de Neuber.
( D ' APRES
N EUBER)
l
S
tassement moyen de l'immeuble ;
= tassement moyen apres un temps infini ;
= temps ;
z
= profondeur ;
= pression moyenne sur le soi (admise um­
p
forme) ;
az
= surcharge verticale du soi en profondeur ;
Es, En = modules cedométriques instantané et dif­
féré ;
Eo = module cedométrique total ;
=
Soo
t
(1)
ou
te
e
Se
p
p /[w
'i'rie
t /te
= temps de construction ;
= pression à la fin de la construction ;
=
tassement à la fin de la construction.
surcharge relative en % de
pe.
tassement relatif moyen en o/0 de
temps relatif en % de
te.
se.
donne I 'importance relative du tassement instan­
tané et du tassement différé.
Le modele choisi admet les équations suivantes pour
l'évolution des tassements dans le temps :
Pendant la construction (o
< t < te).
t __!_ -t 1 - e-at
{__!__ . _
(2) S _
te + ( te a.te ) }
Fin de la construction t = te.
- - { 1 1 (1 - 1 -atee-ate) }
(3) S =
_
- la ·Pe
Es
la · pe
En
(4)
(5)
-{1
>
t te.
1 (
1
)}
ate
eat
la =
kg /cm2
512
�
-2·
f�
z
· dz
(coefficient de forme).
s
s = -=­
Se
T=
a· te
y; = - ·
Es
En
Une courbe de tassement donnée et un coefficient de
forme la connu permettent alors de déterminer les
parametres �' ?;, T, y; qui servent à calculer Es, En, Eo
(kg/cm�) et
(1 /mois). Ainsi on obtiendra :
a
- la compressibilité globale du terrain Eo ;
le pourcentage du tassement en fin de construc­
tion par rapport au tassement total ;
l'évolution des tassements apres la construction.
2
a
Soo
kg/cm2
68
kg/cm2
60
1 /mois
0,214
mm
78
T
l
-7·�$
Se
Soo
0,54
·'8.�
";...._
_
_
_
_
_
_
-
5.- ARGILE
LI MONEUSE
plus ferme
li
�o oo
_
•v
l
Qr
3
M L - CL
5
CL
ESSA IS
=
e =0.40m
5.1
t/m21
pieux lif 0.50 m
+-·
COUCHES
CL
.
Radier
6.- GLAISE , ARGILEUSE
4
o
-li!---M-11--'ll-ll---l!-lll-l---li-- -1 12
LIMONEUSE
molle à
tendre
-29 00
\Z
l
m
n
'
3 .- LIMON !
ARGI LEUX
4.-ARGILE ±
8 = 18
1
�� � �
oor-11
1.-RÊMBLAI
�s
- �.18 2_:sÃBrE-·
Sur plusieurs centaines de cas calculés, Neuber a
montré qu' à de rares exceptions pres les tassements
apres la construction suivaient une loi exponentielle.
Pour permettre une généralisation des calculs par
l' emploi d'abaques sans dimensions, Neuber a introduit
les parametres suivants :
te
Eo
Le tassement final réel ( S oo ) serait d o n c environ 1 3 %
plus faible que le tassement prévu, dans ce cas les valeurs
données par les essais de laboratoire sont donc bien confir­
mées. n est d 'autre part intéressant de noter que 54 % des
tassements se sont produits pendant la construction, le
terrain s'est donc consolidé tres rapidement.
z,
�=
En
Es
IWP
-
S = la . p. - + - 1 - --- g-at
Es
En
ou
En bordure du lae, à I'emplacement de I' Hôtel Président,
le sous-sol est constitué d'abord par des remblais datant de
la construction des quais, puis par un ancien soi et du sable
reposant sur une épaisse couche de vase et d'argiles l acustres
et glacio-lacustres gorgées d'eau, traversées par de5 interca­
lations de lits plus sableux. Des 29 m de profondeur environ,
on rencontre la glai"" argileuse ferme et dure de la moraine
würmienne (voir fi g. 2) .
Les terrains intéressant les fondations de l'Hôtel Président
sont donc plastiques, de consistance molle à tendre et pour
une teneur en eau variant entre 26 et 30 o/o, les essais redomé­
triques donnent un indice de compression Cc = 0,190.
Suite à une étude comparative pour différents niveaux
de fondation et apres un essai de charge sur pieux, le systemt'
de fondation suivant :fut adopté :
Caisson rigide fortement armé, reposant sur une série de
1 1 2 pieux flottants de 20 m de longueur. La charge consi­
dérable de 1 0 , 2 t /m2 est reprise pou,r une part égale au poids
du terrain excavé par le radier, le reste, soit 5,1 t/m2 étant
repris par les pieux.
Le calcul des tassements a été effectué par l a méthode
proposée par Terzaghi pour les pieux flottants (1] : substitu­
tion aux pieux d'un radier fictif se trouvant au tiers inférieur
de ces derniers, soi t à - 1 7 , 5 0 m environ. Dans ces condi­
tions, l' épaisseur de la couche compressible est ramenée à
1 1 ,50 m, ce qui réduit considérablement les tassements.
Pour un module redométrique moyen ME = 40 kg /cm2,
le calcul donnait un tassement théorique moyen S = 90 mm.
Le tassement moyen du bâtiment a été suivi à l'aide de
neuf reperes de nivellement. L'analyse par la méthode de
Neuber donne les résultats suivants (voir fig. 3) :
Es + En
Apres la construction
-
Immeuhle au quai Wilson
w
(MORA I N E ) peu compressible
Cc
LL
38
33
ME2
f0.13. { 52
0.26 26
0.8 0. 19 40
0.5
LA B O R A T O I R E
Fig. 2. - Immeuble au quai Wilson.
Bâtiment aux Palettes
Dans le q un rtier· des Pnl c Ltm<, au Grand-Lancy, l e sous-sol
cst C!l t'a · l.érisé pal' l<l pn!scn e d ' u n important banc (plus de
20 m d 'ópaisscu •·) de ma rncs rcu i l lctées tendres e t compres­
sibles du rcLr·aiL wü t•mien. En surh e , on rencontre une zone
plus limoneuse recouverte par un lit de sable e t gravier de
faible épaisseur (voir fig. 4) .
Le poids de l'immeuble 7 , 4 t fm2 est repris par un radier de
40 em d ' épaisseur, le niveau de fondat.ion étant arasé à la
o
<D
�
� C'IJ/ :
ei
E' l
.-.-,....:
�
,....:
GJ
N
<D
N
<D
<D
cote - 2 ,80 m p u rapport au terrain natur·el. C ô té garage ,
le radier e s t p rolongé par un éperon de co nfineme n t, p o u r
é vi t e r u n e r u p t u re locale d n terrain e t a s s u r e r u n e répa r t i tion
! a vorable de> preBions sou> l e r a .iiet•. La sur·charge nette s u r
le soi, a p res d é l ttc tio n d u p o i ls d e s terres excavées, v a u t
q e = 2,'. t f mZ. P o u r une h a u t e u r a c tive d a ns l e terra in
d 'en viron 1 5 m , le calcul donn ait u n tassement théorique
S = 9 1 mm.
Le tass emen t moyen d u bâtiment fut suivi à l ' aid e de huit
rP.pêres de nivel\e m e n t . L ' a nalyse par la méthode d e Neuber
donne les résul tats suivants (voir fig. 5) :
....;
Es
En
Eo
kg /cm2
170
kg/cm2
kg/cm2
41
S4
Se
Soo
Soo
1 /mois
0,060
mm
59
0,38
.e
u
....
:;)
Ul
o
(O
N
..-;
o
o
�
S. So l
lt)
+ Rez.
trlc" �
N
Cll
....
RI
.e
u
L.
:J
Ul
N
(O
N
ei
N
1D
r-..:
ei
N
3 mm
1
- TASSE MENI
O'APRES
NEUBER
MESURES
Fig. 3 . - Tassements au quai 'Vilson.
.....
e
Cll
B =j16.0 m
2
(/),�
3
l
4.- ARGILE
-13.20
'l.., _
�2�
-
-2:t20
Radier e = 0. 43 m
LIMONEUSE
de com p ressi b i l i t é
varíãb'le _ _ _ _ _ _ _
_ _
5.· D1to 4.-
lp
.
Ji
- - - - - - - - - -- - _
6.- Dito 4.-
=
7. 4
.
j
i
.
l
t;rT11
CO U C H E S
3 M L - CL
4
5
6
w
%
t
LL
t/m3 %
25:30 � .00 3 4
0.5
CL
3D-34 2.00 38
CL
30 ·34 2.00
CL
ESSAI S
30
DE
2.00
35
38
0.3
�Qtm
0.50 0.18 42
L AB O R A T O I R E
Fíg. 4 . - Bâtiment des Palettes.
�·'t1·a
o
0.1
10
0.40 0 . 10 70
0.50 0.20 3 7
()JAJ v ILS N
0.2 .e· ... ••
�
0.60 0.15 48
l
- 20
Se
s ,.o
Qu 2 C c
91 m m
Fig. 5. - Ta�sements aux Palettes.
'\L_ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _ _
l
S calcu lé
.
},l-
20 30 50
r'
.-r;
PALE
THS
100 200
prlllc >
AS
r
S<llS
. �·
UOI S
n;C<!nts ve
i uls � nlq es
( mor d<l Noi )
500 1000
( D ' APRES
Eo(kgjcm)
NEUBER )
Fig. 6. - Compressibilité e t vite3se de tassement.
Se
;....
=
rapport du tassement e n fin d e construction a u ta ssement total
Eo
=
module oedométrique apparent du terrain.
soo
3
Dnns e: cas, l
ta scmen L li ual r·éel (Soo) seruiL u o uc
e l.t V Í I'O.Il 33 % [ l 'I. U S fa i bJc ( I U C l 'La�Silll1CIÜ prÓ V I)1 le la bOI'!I·
toirc d on n o n t
�éma t i q ueme n t d e:; · om p rcs i bi l i t ' · lt·op
é l vc!cs . l 'nu L re part, on no t •r·a q ne pon r e lcna i n 3 %
s
ulcmcnt. d e .
construction.
tu
s
men t.
se s n n t
p rod u i ts
p n r.l a n t
]{l
Conclusions
Les deux exemples que nous avons sommairement
exposés ici montrent l'intérêt d'une analyse des mesures
de tassement.
li existe une corrélation certaine entre les parametres
·ho.i�is 1 ar· N ub l' el la na tur du ou ·-soL Par exemple,
pour· de d u ré
d
onstl'Ucti o n nonnal
(comprises
en t r
si x m o i · l trois an s ) on 11eut établir un e abaque
d o n n a n t la rela t i o n en tre la na l u r·e du ous-sol, la com­
pre s i h i l i té du l.err a i u
·
la vi lcsse ele consolidati n
(v oi r: (ig. 6) ce q u i per m e t d '
i mer· 1t l 'ava u cc le pourccn­
l age du ta s mcnt total a tlei n t en O tl de constr u c l i o n .
'e\rle ta m uhipl ication des mcs u r de t a semen t sur
l � t rra i n clont la str·a ligr·a p h i e e s t connue per met tra
d e généra l i ser ' · résulta 'Ls e t d ' a m é l i 1·er ainsi s n i ­
blcm n t la pr\ci ion de� prévisio11s d e tasscment e n
4
pa rLieul i er en · q u i ' ncerne l'évol u t i o n le ces d r ·
n i.ers dan· l e tcmps. Ces mP��urcs sero n L c o m p létées par
u nc anal yse . tatistiquc d
a ·sements cl i O'ércnLiel · e l
ei •n r 11 ·ti n d u Lyp \ d . r nda tion e t de la na t.U.I'C
oi ; u ue é t u cl l aséc sltr la n o t io n de probal i ­
d u sou
l i t \ p crmctta n l à l 'ingé n i u r de m i c u x a p p ré c i er l
'I'Ísqne i n hérerrt a u sy. tcm
d e f01Hhü i o n ·hoi i .
F n c o n ·Iu i n , n u · e pérons avoir c o n tri b u é par c c l
cx posé à cncoura gl':r' l l e1•va t io n "J' 'lé ma ti q u de t.as­
c m e n ts pour· lou
l s ouvr·a g ·s i m porta n ts de gén i c
-
civil.
R É F É RE NCES
[1]
[2]
[3]
[4 ]
Dr .J.-W. S c H n O E D E E\ : Géologie du Pays de Geneve.
.Mémoire d e la Société d e Géographie d e Geniwe, 1 9 5 8 .
Prof. K . TER.ZAGHI e t R A L P H B. P E c K : Soil Mechanics
in Engineering Practice. Chapman & Hali Ltd, London,
1 94 8 .
Dr Ing. M . K A N Y : Berechnung von Fliichengründungen.
'Vilhelm Ernst & Sohn, Berlin, 1 95 9 .
,
H.
r; u � n :
ot.zw�gen von Bauwerken und ihre Vor­
he,·saga. 11ericltto aus tlur Bauforschung Heft 19. Wilhelm
Ern ·r <' . ' o h n , B l'l i11J 1 9 6 1 .
.
PROBLEMES GÉOTECHNIQUES A L'INTERSECTION DE L' AUTOROUTE
GENEVE-LAUSANNE ET DES VOIES DES CHEMINS DE FER FÉDÉRAUX
AU LIEU-DIT
par H. B. de
:
CÉRENVILLE
I.
<<
EN LARGES PIECES
»
& I. K. KARAKAS, ingénieurs, Lausanne
Introduction et projet
Au lieu-dit <e En Larges Pieces 1> , entre le pont sur la
Venoge et l'échangeur d'Ecublens de l 'autoroute
Geneve-Lausanne, le tracé de l'autoroute nécessitait
la construction de sept ponts-rails, afin de permettre le
passage des voies de chemin de fer des lignes directes
Lausanne-Geneve d'une part, et les voies d'acces de la
future gare de triage de Lausanne à Denges d'autre
part.
Lors de l'élaboration de l'avant-projct de l'autoroute,
bien que de mauvais sols aient é té reconnus, l'étude des
différentes variantes montra qu'il fallait conserver les
ponts à cet endroit (fig. 1).
tres profonds furent cxécutés ultérieurement ; iis mon­
trerent que cette couche d' argile descend jusqu'à la cote
de 325 m environ et qu'elle devient encore plus tendre
et plus plastique en dessous des cotes 382 à 384 (fig. 2).
A l'emplacement des sondages n°3 1, 3 et 4, on trouve
sur les argiles des sols sableux ou limoneux gorgés
d'eau. Le tableau ci-dessous résume la situation géné­
rale (fig. 3) :
Sondo g e
n"
Eau
l
392,10
2
3
4
II. Etude géotechnique préliminaire
Dix sondages dont les profondeurs avaient été fixées
entre 9 et 20 m furent exécutés, avec des prélevements
d'échantillons nan remaniés. Ils permirent de constater
la présence d'une couche argileuse tendre dont la sur­
face se trouve entre les cotes 392 et 393 aux sondages
nos 5, 6 et 7 et à 396 m au sondage n° 10. Deux sondages
39G,õ0
388,90
3%,20
3\.12,20
Couche susceptible
de devenir ftuante
-
39 5,00-393,00
-
396,80
391,80-390,80
390,80-389,20
395,40-391,10
39•1,õ0-392,10
396,80-392,80
lO
397,50
3 9 7 , 50-396,40
---
---
5
6
7
8
9
393 ,60
39õ,40
39õ,OO
l
Nivean
argile
392 ,00
393,00
392,00
393,30
390,80
388,00
3U1,10
392,10
392,80
39G.40
l
Argile
plus tendre
382,00
382,õ 0
3 8 1 ,40-378,50
384, 70-3 8 1 , i O
383,20-379,70
382,60
382,80-377,80
383,10-380,10
383 ,70-378,60
38!,80-379,80
Plusieurs essais redométríques et de cisaillement
direct furent exécutés sur les échantillons intacts.
5
Bois d'Ecubtens
...
1 _. _
1 1 - -·- L.ausanne-Tria�
-- - -_____ __ ..--- IIl
-- ---
Bussigly
/
Gu
min
=
=
0,08
6°
k g /cm2
Gu
max
<!>,, max
=
=
0,25
23o
kg/cm2
avec les combinaisons extrêmes ci-dessous :
Gu
0,08 kg /cm2
<l>u
11°
Gu
0,25 kg/cm2
<!>,,
13°
6°
Gu
0 , 1 8 kg/cm2
<l>u
<!>,.
=
=
=
=
=
=
=
23°
G11
=
0,10
kgfcm2
Les conditions de fondation des ponts étaient donc
tres défavorables. Les taux de travail admissibles
variaient entre 5 et 10 t /m2, susceptibles d'être aug­
mentés de 20 à 30 % seulement si l'on admettait des
tassements plus considérables et une sécurité au poin­
çonnement réduite. La possibilité d'augmenter la stabi­
lité des fondations en exécutant des parois en béton
armé moulées dans le soi et servant de parafouille fut
rejetée au vu des importantes difficultés d' exécution et
de leur faible efficacité par rapport à leur cout. La solu­
tion finalement retenue fut d'exécuter de tres grandes
semelles renforcées par des pieux. Les dimensions des
semelles choisies nécessitaient une portance de 11 t/m2
au minimum. Cette charge fut divisée en deux, en admet­
tant que les pieux devaient reprendre la charge de la
semelle dépassant 8 t/m2, soit 3 t/m2• En revanche, íl
fut admis que les charges des culées fussent entierement
prises par les pieux. Vu la tres grande épaisseur de la
couche d'argile, seuls des pieux flottants d'une lon·
gueur de 15 à 20 m étaient compétitifs ; leur charge
utile, calculée d'apres les formules statiques de Skemp­
ton, ne devait guere dépasser 30 à 35 tonnes, compte
tenu de l' effet du groupe.
En ce qui concerne le terrassement de l'autoroute
proprement dite, et la stabilité des talus, des problemes
difficiles étaient prévus pour les travaux d' excavation ;
les engins de terrassement mobiles furent exclus d'em­
blée. Le renard dans les couches fluantes et la tres
mauvaise qualité des argiles dans les couches infé­
rieures rendaient les calculs de stabilité des talus tres
problématiques. D' apres ces calculs, en utilisant
<D u = 24° et e, = 0,12 kg/cm2 au-dessus de l ' eau et
<Du = 12° en dessous, une pente de 1 : 2 fut admise
6
Fig. 1 . - La situation
schématique des p onts
en << Larges Pieces •> avec
l es fondations des ponts
IV et V.
/
La figure 4 montre le fuseau des courbes cedomé­
triques obtenues. L'indice de vide initial moyen était
de l'ordre de 0,75. Les compressibilités (cm2/kg) entre
O et 1 kg/cm2 variaient de 0,098 à 0,162 et entre 1 et
2 kgfcm2 de 0,033 à 0,068.
La figure 5 donne le fuseau de lignes de rupture
obtenues pendant les essais de cisaillement. Les valeurs
extrêmes obtenues étaient les suivantes :
<l>u min
./
pour le cas de drainage brusque de la couche aquifere
suspendue, et de 1 : 3 en dessous . En définitive, des
pentes de 1 : 2 furent recommandées pour les talus
j usqu'à 8 m et de 1 : 2,5 pour les talus de 8 à 10 m de
hauteur. Pour drainer la couche supérieure des limons,
une canalisation au niveau des argiles fut projetée à
3 m en arriere de la crête du talus autoroute, du côté
du hois d'Ecublens, afin d'intercepter l' eau dans son
se n s d' écoulement.
111. Début de l'exécution et premieres difficultés
Afin de bien différencier les problemes, l' exécution
des travaux sera traitée en deux parties, la premiere
concernant les fondations des ponts et la seconde le
terrassement de l'autoroute elle-même.
A. Fondations des ponts
La figure 6 donne le profil en long du terrain naturel
et les niveaux des fondations des divers ponts. Les tra­
vaux des fondations débu terent par celles des ponts IV
et V, dans l'ordre suivant :
1.
Exécution d'un remblai provisoire pour la déviation
des deux voies directes du chemin de fer Geneve­
Lausanne.
2 . Exécution d ' une plate-forme de travail à la c o te 396
environ, c'est-à-dire en principe au-dessus des venues
d ' eau et en dehors des couches susceptibles de fluer,
la plate-forme ayant du être renforcée par 1 m de
chaille environ pour permettre l a circulation d'engins
et de camions.
3.
Battage des pieux Zeissl 0 50 em , d'une longueur
moyenne de 22,50 m depuis l a plate-forme à la cote 396.
C e s p ieux fut·ent b é tonnés jusqu 'au-dessous d e s semel­
les, dont l e niveau variait entre les co tes 388 c t 389
pour les piles e t de 395,50 pour l a culée c ô té Lausanne,
et de 394c,30 pour l a culée côté Geniwe. Les pieux des
Ll cux culées é taient armés, tandis que ceux des piles
étaient prévus 11011 armés.
4 . Battage d e palplanches de 12 à 1 t, m, créant des
enceintes complctes autour des semelles
c.l epuis la plate-forme à la cote 396.
5.
1, 2
et
3
Excavation avec étayage dans les enceintes de pal­
planches pour les semelles exécutées successivement
dans l ' ordre de 1, 2 et 3. Les premieres diffiCu!tés avec
l e comportement c.lu terrain furent cons ta tées à cette
é ta p e . L ' excavation complete d e la pile 1 étant ter­
minée, l ' entreprise procédait à la mise en place du
béton de propreté quand celui-ci commença à manter.
Cette montée f u t accompagnée par l a descen l.e du
remblai provisoire CFF adjacent. Les travaux furent
alors accélérés a u maximum, afin de bétonner l a
s em elle e t d e l a charger avec du tout-venant jusqu'à
la plate-forme pour stopper la remontée.
Fig.
2.
-
/
Plan de situation des sondages.
y
/1
�
�:
/
l
s
;1.
,l .,
•
L12s sondag�s mcrqués d'un astiÍrisqu<Z sont des sondages
complcZmentalrG!s <Z)Iécuttis en mors 1963.
Fig.
3.
-
L'argile des
<<
Larges Pieces
>>.
Essais de cisaillement direct. rapide sur
échantillo n , intact, imm ergé, non- consolidé
1,0
0,55
/
c min = o, oS k g em 2
0
c ma x = o,25 kgfcm 2
u
O,B
�umin =
� max
U.
=
6°
23°
0,6
0,4
0,50
1,0
Fig. 4 .
-
2,0
3,0
'o
0,5
pression (p) kgfcm'i
Fuseau des courbes mdométriques.
Fig. 5.
-
1.0
'f kgcm2
1,5
Fuseau des essais de cisaillement.
7
-
PONT N!! VU
Axi voie LS. Triage - DUSSIGNV
+- PONT N2 Vl
I A'111t. voit LS.T�-RE1'ENS
ll
Fig. 7 .
Fig.
6.
-
Forages dans les pieux.
Des mesures exactes de la remontée du fond de
fouille ne purent être faites, vu l'embarras des étais et
le três rapide avancement des travaux. Parallelement,
des tassements furent observés sur le remblai CFF
adjacent ; ces tassements démontraient l'importance
des mouvements de terre.
Sur la base de l'expérience faite à la pile 1, les piles 2
et 3 furent exécutées par tranches et surchargées au fur
et à mesure, afin de limiter les dégâts. Des remontées
de fond furent quand même constatées ; elles furent
toutefois beaucoup moins importantes que celles obser­
vées pendant l' exécution de la pile n° 1. A la fin du
bétonnage des semelles et de leur recharge provisoire
par le ballast tout-venant, un tassement estimé à
environ 30 % des remontées fut constaté. Ces tasse­
ments dus au poids propre des fondations et à la sur­
charge se sont stabilisés aprês plusieurs semaines.
Les remontées des fonds de fouilles furent accompa­
gnées par celles des têtes de pieux (non armés sous les
piles) ; ce fait suscita des craintes justifiées au sujet du
compor tement des pieux. Le problême fut alors de
déterminer à quel point on pouvait encore compter sur
leur portance. Pour répondre à cette question, deux
types de reconnaissance furent entrepris.
Profil en long.
COUPE
-
A-A
Forage
W
�
COUJPE
10
15
20 m
......,
B - B
à
l'intérieur des p ieux
La décision de bétonner et de charger la semelle de
la premiêre pile des ponts IV et V le plus rapidement
possible pour stopper les remontées empêcha d'y laisser
des tubes d'accês, ce qui excluait tout forage dans les
pieux de ladite scmelle. En revanche, quelques tubes
furent laissés sur les pieux de la deuxi�me pile pendant
le bétonnage et à travers la recharge de ballast sur
celle-ci. D' autre part, des forages furent également
exécutés dans les pieux des culées des ponts I V et V
ainsi que dans les pieux des ponts I, I I et I I I déj à
battus (fig. 7) .
Il fallait distinguer quatre especes de pieux, selan
leur implantation et leur armature :
a) Les pieux nan armés des palées des ponts
Fig. 8. - Coupes du disposi tif pour essayer un pieu d éj à
sous la fondation exécutée.
8
IV et V se
trouvaient à l ' emplacement qui avait subi les plus
fortes remontées de sol par le fond d e la fouille, car
ces remontées s e prod uisirent sans que l 'on s ' en aper­
çoive immédiatement ; elles furent, de plus, rapides.
Les résultats de forage obtenus dans ces pieux furent
imprécis pour deux raisons :
1° ca rottage en p etit diametre avec récupération in­
complete ;
2o mauvais centrage permettant au forage d 'entrer et
de so rtir d'un pieu présentant des irrégularités de
surface.
b)
Les deux forages exécutés dans les pieux armés des
culées des ponts I V et V indiqu erent des fissures non
ouvertes et un seul vide de 1 em.
e)
Les pieux nan armés des palées des ponts I, II et III
qui n ' avaient pas été soumis à des remontées de ter­
rain présentàrent quelques fissures non ouvertes, mais
aucun vide.
d) Les pieux armés des palées des ponts I, II et III q u i
n ' avaient p a s n o n plus été soumis à des remontées d e
terrain ne présenterent aucune fissure.
En conclusion, on pouvait dire que :
1 . Les pieux non armés étaient tous fortement fis­
surés ou cassés aux ponts IV et V, relativement
beaucoup moins aux ponts I, II et I I I .
2 . Les pieux armés étaient fissurés pa r endroit aux
ponts IV et V, mais pas du tout aux ponts I, I I
et I I I.
3 . Les ouvertures des fissures (vides) dans les pieux
non armés n'existaient que lorsqu'il y avait eu
des remontées de sol autour des pieux.
4 . Les pieux armés ne présentaien t que des fissures
non ouvertes.
5 . La sollicitation des pieux résultait de trois fac­
teurs :
a) Poussée des terres en profondeur due à la sur­
charge adjacente du remblai de déviation, à la déni­
vellation entre le niveau des fondations et le niveau
du terrain naturel, respectivement pour les ponts
IV, V et I , I I et I I I.
b) Poussée des terres due au battage des pieux dans
une argile tres plastique instantanément tres peu
compressible, créant des efforts de traction dans
les pieux adjacents.
e) Battage de palplanches créant des poussées simi­
laires à celles mentionnées sous b.
6 . Un désaxement entre les différentes parties des
pieux, séparés l'un de l'autre par des fissures
annulant un transfert de charge, ne semblait pas
à craindre.
Essais de charge des p ieux
Trois essais de charge de pieux furent exécutés ; il
convient de distinguer les essais des pieux des palées
des ponts I V et V préalablernent mis en charge par la
fondation et la recharge de b,,lJast et tassés de 3,5 em
environ, et l'essai exécuté sur un pieu des ponts I, I I
e t I I I qui n'avait pas été préalablement chargé. Le
résultat obtenu par le chargement d'un des pieux des
palées IV et V est tres intéressant. Le pieu avait
supporté les paliers de charge de 12 et 24 tonnes avec
des tassements négligeables, presque égaux à l'élasticité
du pieu, lorsqu'il descendit brusquement d'environ
35 mm sous une charge approximative de 40 tonnes
pendant l 'augmentation de la charge de 24 à 48 tonnes .
'
Apres cette chute, le comportement du pieu sous la
charge de service de 48 tonnes (35 tonnes augmentées
par le facteur du groupe), ainsi qu'à 72 tonnes ( 150 %
de la charge de service), fut tres satisfaisant. La des­
cente brusque à 40 tonnes pouvait être expliquée par
une fissure non fermée par la surcharge. En effet, au
début, la charge fut reprise par le frottement de la
partie du pieu au-dessus de la fissure, la fissure se
referma ensuite brusquement, puis le comportement du
pieu redl'lvint norma! (fig. 8).
o
10
20
30
40
50
60
70
80
0 ����=-���---T---T� �
�
Charge en tonnes
� =t
-�
2 t"'
:
�____]"·
8
10
.
y
\
Enveloppe des S 1 5
\
12
\
14
16
18
20
22
24
Diametre du pieu 50cm env.
26
Longueur de battage 22,18m
28
Longueur bétonnée 15,13m
30
Longueur perdue 7,05 m
32
Armature sur 14,00m
\
\
Conditions à l'époque d'essai li>
tous les pieux battus
34
36
38
40
pieu ,
essaye
42
44
46
48
50
Fig. 9.
-
Résultat d 'un essai de p ie u .
Les résultats obtenus durant le deuxieme essai d'un
pieu des palées des ponts IV et V furent tres satisfai­
sants ; les tassements négligeables correspondaient, en
grande partie, à l'élasticité du pieu même. Le troisieme
essai, exécuté sur un pieu non préalablement chargé,
donna des résultats plus complets (fig. 9). Cet essai
indiqua que la rupture devait se produire entre 70 et
80 tonnes de charge, ce qui correspond à une résistance
moyenne à la rupture de 5 t /m1 de pieu (en négligeant
la résistance en pointe) ou d'environ 3 t/m2 de frotte­
ment latéral.
Les conclusions générales à tirer des deux méthodes
de reconnaissance adoptées en vue de déterminer le
comportement ultérieur des pieux pouvaient être
résumées comme suit :
1.
La charge utile des pieux non fissurés, armés ou non,
était conforme aux prévisions établies sur la base d'un
calcul statique.
2.
Les pieux présentant des fissures ou vertes porteraient
également leur charge, mais apres un tassement cor­
respondant aux ouvertures des fissure� situées approxi­
mativement dans les dix premiers metres du pieu.
3.
Dans les palées des ponts IV et V , il était vraisem­
blable que des tassements s e feraient encore sentir
lors d e la mise en service des ponts, car à ce moment-là,
la charge efiective sur les pieux dépasserait largement
celle initialement prévue puisque les remblayages
n 'auraient pas encore été enlevés.
t.. Dans les palées des ponts I, II et I I I , les remontées
de soi qui se pro duisirent dans une mesure relative­
ment faible avant le bétonnage d e la semelle ne parais­
saient pas avoir afiecté sensiblement la résistance des
pieux.
9
30
/e/ o
25
.....
/_v/
�
� --------
10
...
.e
o
u
/-5-�
....-
05
00
2,00 3,00
-
.-l!!
-
--
4,00
5,00
6,00
�
----
..ft"
/
��..
----�- f- �
�---:::�
:-:
r:--::
"'
/ /
./
....-
-"
_ .,
'f=lO
t- - r>- 7,00
8,00
hauteur de talus en
'f'= o·
cp= 5�--- ----"' 'f' = lO"
m
cissements spécifiques e % furent également exécutés
dans l' ordre suivant :
Sur l'échantillan intact d'abord, mesure de la résis­
tance à la campression simple (qs kg/cm2) en fanction
du raccourcissement spécifique E %· Ensuite, remanie­
ment de l'échantillon sans modification de la teneur en
eau, mesure de la résistance puis deuxieme remanie­
ment et deuxieme mesure de la résistance. Les résultats
sont donnés ci-dessous :
/
/
V)v
/</!--' /
15
'ii)
v
�';>
/
�
e
..
e
o
/
/
-
�
--
-
Résistance qs (kg/cm2) intact
-- -- -
e%
Résistance qs (kg /cm2) apres
premier remaniement.
,
""
-
9,00
"'
r- 10,00
e%
11,00
12PQ
0
8
Fig. 1 0.
5. 11 semblait donc que l es pieux étaient capables de
porter les charges pour lesquelles iis avaient été prévus,
ceci apres certains tassements complémentaires aux
ponts IV et V, et moyennant des tassements un peu
plus élevés que normalement aux ponts I, 1 1 et 111.
Durant tautes ces études, l'exécutian des pants IV
et V cantinuait suivant le programme prévu. Les piles
étant élevées, la superstructure métallique fut posée et
le tablier bétonné. Des installations de vérins furent
prévues paur permettre le rehaussement des ponts
parallelement aux tassements.
B. Terrassements de l'autoroute
En même temps que toutes les difficultés rencantrées
durant l'exécution des ponts, d'autres difficultés sur­
girent encare pendant l'excavation de la tranchée
nécessitée par l'autaroute même. Ces tranchées, d'une
hauteur maximum de 11 à t2 m, avaient été projetées
avec un talus de t : 2,5 et un drainage préalable des
niveaux limoneux gorgés d'eau. La canalisatian de
drainage ayant été exécutée, l'entreprise commença le
terrassement des talus selon les indications dannées.
Tous ces travaux débuterent au mais de mars 1962 ;
au mois d'aaut 1962, juste avant l'achevement camplet
des travaux, des amorces de rupture se praduisirent
dans les talus du côté d'Ecublens (côté de l'écaulement
des eaux). Les fissures furent relevées, afin d'essayer de
calculer les caractéristiques effectives existant sur le
terrain, selan les hypotheses faites. D 'autre part,
quelques échantillons intacts furent prélevés afin de
réexaminer leurs caractéristiques. Chaque échantillon
fut soumis aux essais habituels : teneur en eau, densité
apparente, limite de liquidité et limite de plasticité,
dont deux résultats sont donnés dans le tableau
ci-apres :
Teneur en eau . .
Densité apparente
Limite de liquidité
Limite de plasticité
lndice de plasticité
%
kg/dm3
%
%
%
Echantillon 1
28,3
1 ,99
39,8
18,6
21,2
Echantillon 2
26,9
2,01
40,6
1 9,7
20,9
Afin de déterminer la sensitivité des sols, quelques
essais de campressian simple avec mesures des raccourlO
Résistance qs (kg /cm2) apres
deuxieme remaniement
e%
Echantillon 1
(394 m env.)
0,34 kg/cm2
15,1
Echantillon 2
(392 m env.)
0,73 kg /cm2
26,2
0,157 kg/cm2 0,44 kg/cm2
33,2
39,4
0,168 kg/cm2 0,41 kg/cm2
36,0
37,0
D 'autre part, des essais de cisaillement direct, rapide,
non consalidé, immergé, sur l' échantillan intact et
remanié, furent également entrepris pour déterminer
l'influence du remaniement sur l 'angle interne de frot­
tement et la cohésion.
En conclusion, les essais de résistance effectués au
niveau de l'autoroute ou un peu au-dessus ont indiqué :
)
que les résistances obtenues n ' é taient pas sensiblem�n t
.
difl'érentes de celles trouvées lors des sondages preh­
minaires ;
b)
que les résistances au cisaillement des limons argileux
sup erficiels n'étaient pas appréciablement afl'ectées par
l ' immersio n ;
)
q u e le remaniement complet d e s sols réduisait les
angles de frottement interne de 35 à 45 % et les résis­
tances à la compression simple d e 40 à 80 % , en
moyenne d e 50 % en tout cas.
a
e
Parallelement à ces investigatians de laboratoire, une
série d'études de stabilité fut entreprise, par la méthade
graphique de Fellenius, pour diverses hauteurs de talus,
en utilisant les fentes relevées, en admettant des coelli­
cients de sécurité de t et des angles de frattement
interne variant entre oo et t0°. La figure 10 donne les
cohésions effectives permettant à une rupture de se
produire, en fonction de <D et de la hauteur du talus.
En examinant ce diagramme, on constate que, considé­
rant que la cohésion effective ne doit pas varier avec
la hauteur du talus, seu! l'angle de frottement interne
<!)11 = tO o environ satisfait à cette canditian. On put en
déduire qu'on pauvait admettre <l'11 = 8 - tOo avec
Cu = 0,7 - 0,55 t /m2•
A ce stade d'étude, il fut remarqué que les angles de
frattement interne obtenus en labaratoire au-dessus de
la cote 392 étaient plm élevés que ceux abtenus par le
calcul de la stabilité des talus effandrés.
Les caractéristiques effectives des sols à grande
échelle étant fixées, une étude fut entreprise pour
déterminer la farme à donner aux nouveaux talus.
Dans cette étude, an considéra un talus de 11 m de
hauteur paur les trois cas suivants :
a)
b)
e
)
talus continu avec une pente de 1 : 3,3 ;
talus de pente moyenne 17° ( 1 : 3,3 ) avec plate-fo �me
intermédiaire de 9,50 m à 6 m au-dessus du pted,
les pentes efl'ectives des deux talus étant d e 1 : 2,5 ;
talus de pente moyenne 15,3° ( 1 : 3,6 ) avec plate­
forme intermédiaire de 1 2,50 m à 6 m en dessus du
pied, les pentes efl'ectives des deux talus étant d e
1 : 2,5.
Les résultats de cette étude sont donnés dans le
tableau ci-dessous sous forme de coefficient de sécurité
totale et de sécurité sur la cohésion seule.
Cas a
Sécurité totale . . .
Sécurité sur cohésion
1,13
3,2
Cas b
1 ,25
Cas e
1 ,41
in fini
in fini
Il ressort du tableau, par comparaison entre les cas
a et b, qui ont la même pente moyenne (1 : 3,3) que
la plate-forme intermédiaire offre une sécurité plus
grande que le" talus continu, pour une excavation plus
faible. Il ressort en outre que la sécurité du cas b (1,25)
était un peu faible et qu'il était souhaitable de I'aug­
menter un peu, ceci bien que la sécurité sur la cohésion
soit infinie. En conclusion, on admit un profil constitué
comme suit à partir du niveau de la forme :
Talus à 1 : 3,3 (1 7°) sur 6 m de hauteur.
Plate-forme de 11 m de largeur.
Talus à 1 : 3,3 ( 17°) sur 4 à 6 m de hauteur jusqu'au
couronnement.
Si la hauteur totale du talus était inférieure à 9 m,
on pouvait réduire la largeur de la plate-forme à 8 m.
Le problême des venues d'eau qui se produisaient
dans les 3 m supérieurs du talus fut résolu par la cons­
truction d'une nouvelle canalisation de drainage à 3 m
de profondeur (niveau des argiles). Il semblait prudent
de la situer un peu plus en arriêre que la premiêre fois,
soit à environ 8 m de la crête et de placer les trous de
drainage un peu en dessous du niveau de l'argile
étanche. Le drainage coupai t les venues d'eau qui, sans
cela, se seraient écoulées sur le talus en entrainant des
limons et en provoquant des renards. Les décisions
ainsi prises furent exécutées immédiatement en élargis­
sant la plate-forme à 16,5 m pour les commodités de
chantier. Les travaux furent achevés vers la mi­
octobre 1962.
Au début du mois d'avril 1963, de nouvelles ruptures
furent constatées, se manifestant par une fissure et un
affaissement se situant de 5 à 8 m en arriere de la crête
et une autre fissure entre 7 et 10 m en aval de celle-ci.
Une autre rupture était visible par endroit au pied du
talus supérieur ou un peu en avant de celui-ci. Des
remontées de soi et des déplacements horizontaux appa­
rurent un peu en dessous de la crête du talus inférieur
et surtout au pied de celui-ci.
Les mouvements au pied furent mis en évidence par
une inclinaison des chambres de visite de la canalisation
de I'autoroute qui fut poussée, par le bas, par un écra­
sement des tuyaux longitudinaux à leur j onction avec
les chambres et enfin par une poussée des tuyaux
transversaux inclinés qui poinçonnerent la chambre.
Ceci constituait un probleme qui fut réétudié de
diverses manieres. Les soucis. créés par l 'instabilité
visible de ces talus et la nette diminution des résistances
au cisaillement en profondeur conduisirent à rechercher
la cause de ces phénomenes. C'est ainsi qu'un certain
nombre de tubes piézométriques furent battus afin de
vérifier la présence des pressions interstitielles. En fait,
ces mesures mirent en évidence de telles pressions.
D 'autre part, cinq nouveaux forages permirent le préle­
vement d'échantillons non remaniés servant à déter­
miner à nouveau les valeurs effectives de l'angle interne
de frottement et de la cohésion en profondeur. L'em­
placernent (marqué d 'un astérisque) de ces sondages
est reporté dans la figure 2. L'exécution de ces sondages
fut caractérisée par deux faits :
1)
la grande résistance à la pénétration des cuvelages,
due en partie au frottem�Jnt latéral d e ceux-ci contre
l e soi, mais surtout à l a grande élasticité d u terrain
qui fut la cause de refus élastiques de cinq o u six fois
les refus permanents, de sorte que les cuvelages n e
s 'enfonçaient q u e tres lentement ;
2)
la tendance du terrain à se refermer et à remonter
dans les cuvelages à partir d'une profondeur variant
entre 7 et 10 ou 11 m, en dessous de la cote 383 environ,
les fortes remontées étant touj ours associées à la pl'é­
sence de veines sableuses ou limoneuses sous forte
pression hydrostatique.
Les sols rencontrés étaient constitués par des limons
argileux ou des argiles. limoneuses varvées de veines
limoneuses, parfois sab leuses. Deux couches distinctes
étaient généralement présentes à tous les sundages :
)
la couche supérieure, de limon a rgil ux gri
olive
varvé d 'argile plastique o u d e J i mon pur s'éLcndnnt
jusqu'à l a cote 383 environ. CeLlc coucbe pré!<enla i t
des teneurs en eau d e 2 3 à 27 % , nv e d e den i Lés
apparentes de 2,07 à 1 ,93 kg /dm3 et des résistances
à l ' écrasement sur cylindre variant entre 0,34 et
1 ,01 kg/cm2, en général entre 0,4 et 0,6 k g fcm2• Les
limites de liquidité variaient entre 41 et 45 %, les
limites de plasticité entre 1 7 et 20 % ;
b)
la couche inférieure, d 'argile limoneuse tres plastique
gris foncé, p a rfois presque noire, avec des varves ou
fines conches de l i rno n o u de sable aquifere sous forte
pression hydrostatique.
a
Les résultat.s des essais exécutés sur les échantillons
non remanil\s sont exposés ei-dessous :
Sondage
l
l
2
3
3
3
3
4
4
5
5
5
Angle de frottement
et cobésion
essnis rnpides
nan consolidés
Profondeur
l
388,00-387,50
383,5ú-382,95
383,00-3�1,80
391,25-389,55
387,45-386,65
303,65-393,15
370,35-378,�5
388,15-387,75
384,15-383,75
386,40--3 86,05
383,10-382,70
380,40-380,00
l
<D u (")
13,7
4,0
4,0
12,4
8,5
8,0
3,4
13,0
15,6
11,25
10,2
5,1
l
Angle de frottement
et cohésion
essais lents
et consolidés
l
eu
(kg,'cm')
0,17
0,17
0,11
0,10
0,06
0,20
0,13
0,17
0,09
0,15
0,13
0,13
l
<ll ' (")
30,1
22,3
23,0
29,25
29,0
29,25
24,7
26,4
24,0
26,5
26,5
18,7
e'
(kgfcm')
0,06
0,07
0,02
0,02
0,02
0,0!
0,04
0,05
0,06
0,04
0,03
0,03
D'autre part, des essais triaxiaux exécutés sur les
échantillons non remaniés donnerent les résultats sui­
vants :
Son-
dages
l
l
2
2
5
Profondenr
3�4,05-383,65
376,35-376,05
384,5õ-3R4,ll5
377,60-377,25
381,45-380,80
l
w %
l
Densité
apparente
30,7
30,2
25,5
25,4
33,9
1,94
1,95
2,03
2,04
1,90
e' = e
ttm•
3,6
0,8
o
o
3,0
l
<ll ' (")
<ll u (O)
o
22
24
15
15
o
14
15
lO
8
Sur la base de ces valeurs, la stabilité des talus fut
réé tudiée pour les valeurs suivantes :
Angle frottement apparent <Du
Cohésion apparente e., (kg/cm2)
Angle frottement effeclif <D'
Cohésion eiTective e' (kg /cm2)
Couche
Couche
supérieurc
1 2°
0,08
24.0
o
inférieure
40
0,13
21°
11
- - -
/
// -;/
/----:;
/
/
A
-
1
Prot�
l
Proll
tf
A«t
-
----
lrt·l'l -----
Fig. 1 1 .
Les études furent faites sur le profil donné dans la
figure 11. Tout d'abord, on rechercha quel était l'angle
de frottement interne apparent minimum requis pour
une cohésion e = 0,5 t/m2, pour les deux cercles de
rupture A et B de la figure 1 1 .
Pour le cercle A , on obtint un angle de frottement
1 et de
interne apparent de 5,3o pour une sécurité /t
4, 7° p o ur ft = 0,9. Quant au cercle B , les résultats
furent de cD = 6° pour ft = 1 et cD = 5,2o pour ft = 0,9.
En tenant compte des pressions interstitielles qui
furent constatées à cette époque et en admettant un
angle de frottement interne effectif de 20o et une cohé­
�ion de 0,2 t /m2, on calcula pour chacun des profils A
et B la position du niveau piézométrique (horizontal ou
incliné) requise pour obtenir des sécurités de 1, respec­
tivement de 0,9. Les calculs montrerent qu'avec un
niveau piézométrique horizontal, celui-ci se trouvait
entre 3,8 et 4,5 m sous la crête pour des sécurités de
0,9 et 1, tandis qu'avec un niveau piézométrique incliné,
celui-ci oscillait entre 2,1 et 2,8 m sous le terrain naturel
pour lesdites sécurités. Ceci étant, le niveau piézomé­
trique fut admis à environ 2,80 m sous le terrain naturel
ancien. On étu.dia alors les six profils I à VI de la
figure 11, qui donnerent les coefficients de sécurité
ci-apres pour le cercle A :
=
Sécurité
Profil
I
Profil
II
Profil
III
Profil
I \"
Profil
Profil
VI
0 , 91
1 ,00
1 ,04
1 ,15
1,20
1 ,33
v
Les calculs exposés ci-dessus démontraient que pour
obtenir un coefficient de sécurité à peu pres acceptable,
il fallait adopter soit le profil IV (c' est-à-dire le profil I I I
avec recharge a u pied) soit le profil V (qui était tres
plat avec une pente de 1 : 10 à partir de la plate-forme).
La stabilité du talus inférieur étant douteuse, ainsi
que l'indiquait la fissure observée dans la berme, ce
talus fut donc étudié séparément, selon la figure 12, en
ayant toujours le niveau piézométrique à 2,80 m sous
le terrain naturel ancien pour trois hauteurs de talus
de 5, 4 et 3 m. Diverses surcharges Sv S et S3 placées
2
au pied furent également envisagées afin d'accroitre la
sécurité totale ; celles-ci sont indiquées dans la figure 12.
Les calculs correspondants donnerent les résultats sui­
vants :
Sécurité totale {t
Hauteur talus
5,00
m
5,00
m
5,00
m
5 , 00
m
5,00
m
1±,00
m
3 , 00
m
Surchar�te
o
sl
sl + s2
Sa
S1 + S2 + S3
o
o
�- :11 20"
e' ..
12
0,47
0,56
0.82
0,62
0,96
0,52
o , r. s
D'apres ce calcul, i! est évident qu'avec le niveau
piézométrique supposé, le talus n'était absolument pas
stable et qu'il était inutile de diminuer sa hauteur, car
plus celle-ci s'amoindrissait, plus la sous-pression de
l' eau prenait de l'importance et la sécurité restait par
conséquent insuffisante. 11 fallait donc charger le pied
avec toutes les surcharges possibles pour ramener le
coefficient de sécurité un peu en dessous de 1. 11 était
l ,_
Fig. 1 2 .
Sécurité
0,2t/m1
Fig.
13.
Fonctionnement d ' un puits de décharge.
clair que eette situation eatastrophique existerait avant
tout au moment du terrassement et que plus tard, une
fois le niveau piézométrique abaissé, la séeurité aug­
menterait sensiblement. Les études présentées ei-dessus
permettaient d'envisager deux possibilités pour obtenir
une séeurité aeeeptable.
1)
tailler le talus selon le profil IV, c ' est-à-dire le profil 111
a v e c u n e recharge au p i e d ;
2)
tailler le talus selon le profil V, tres plat.
Vu la néeessité de rendre - dans la mesure du pos­
sible - les terrains à l'agrieulture, le profil V fut adopté.
C elui-ei offrait en outre l 'avantage que si de nouvelles
diffieultés devaient surgir, i! était possible de reeharger
le pied et d'aeeroitre ainsi la stabilité. Cette solution fut
done exéeutée. Des puits de déeharge d'environ 40 em
de diametre, d'un espaeement de 5 m et remplis de
ballast de O à 8 mm furent forés au pied des talus ; iis
eontribuerent à diminuer la surpression. Aetuellement,
les talus sont totalement stabilisés (fig. 13) .
IV.
Nouvelle étude du projet
à la suite des difficultés observées
Cuve en béton armé
L'aplatissement des pentes des talus eut une tres
grande répereussion sur les ouvrages CFF. Une solu­
tion au moyen de viadues prolongés (par rapport au
projet initial) augmentait la longueur totale de eeux-ei
de 1 km environ. De plus, eette solution supposait la
eonstruetion de fondations profondes, tres eouteuses,
ear des fondations superfieielles auraient dangereuse­
ment surehargé les talus de l'autoroute déj à peu stables,
et les délais devenaient impossibles. De toute maniere,
la stabilité restait préeaire, des ruptures loealisées pou­
vaient eompromettre la stabilité des appuis des viadues
d'aeees. Ainsi, la eonstruetion de viaducs d'aeees de
grandes longueurs, extrêmement eouteuse, ne permet­
tait pas de résoudre de maniere satisfaisante le pro­
bleme de la stabilité générale de eette zone. Une autre
solution, la eréation d'une euve en béton armé à l'em­
plaeement de l'autoroute, fut alors envisagée et adoptée
avee l'aeeord de M. le professeur Sehnitter, eonseil du
B ureau des autoroutes. Afin de faeiliter, dans la mesure
du possible, l'exéeution de la cuve et d'en diminuer la
longueur eôté Geneve, les CFF examinerent la possibi­
lité de déplacer eôté Lausanne le point de j onetion des
voies de sortie du triage et de remplaeer les ponts V I
e t V I I par u n seul pont. Ce déplaeement, qui fut déeidé,
était aeeompagné d'un abaissement du niveau de la
voie d' environ 3 m, réduisant ainsi la hauteur des
parois à 7 m environ.
Malgré l'existenee de semelles de fondation impor­
tantes (ponts I à V) qui rendaient difficile l' exéeution
du radier de la euve (la hauteur disponible entre le
niveau fini de l 'autoroute et le dessus des semelles étant
tres réduite), il fut eependant possible de modifier l e
profil en long de l'autoroute e t de remonter l e niveau
fini de 40 à 60 em dans les zones des fondations déj à
eonstruites, ce qui permettait d'augmenter sensible­
ment l'épaisseur du radier. La suppression d'une des
voies de sortie du triage et le ripage de l 'autre voie en
direetion des voies directes permirent un raecourcisse­
ment de la cuve d' environ 55 m. Côté Lausanne, les
voies d'entrée de la gare de triage franehissant les
ponts I, I I et I I I se situaient 10 à 14 m plus haut que
le niveau de l'autoroute. n était exclu d'exécuter des
remblais d'une telle hauteur, ear iis auraient provoqué
un déséquilibre certain. Dans cette zone, les viaducs
furent maintenus. L'extrémité de la euve fut ehoisie de
maniere à assurer la stabilité du remblai des voies
direetes. La stabilité générale de la euve ainsi eonçue
fut étudiée pour chacun des profils autoroute sur des
eoupes perpendiculaires à l'autoroute ainsi que sur des
eoupes perpendieulaires aux voies CFF dans les zones
eritiques. C'est ainsi que furent fixées les limites de la
euve et les diverses construetions s'y rattaehant. Les
profils en travers étudiés furent de deux types : les
premiers se rapportaient à la situation définitive lorsque
toutes les voies seraient en serviee, les seeonds à la
situation au moment de l 'exéeution de la euve. Dans
les deux eas, les zones eritiques se situerent au voisinage
des ponts des voies direetes IV et V (fig. 14) .
Etudes de stabilité générale : Les hases de eette étude
furent eonstituées par les profils en travers extraits des
plans établis par la Division des travaux CFF. IIs sont
reportés sur la figure 14. Le but de l'étude était de :
a)
b)
p o ur
l' état définitif
1)
déterminer la stabilité de l a cuve prévue et celle des
terrains environnants et notamment déceler s i la cuve
risquait des soulévements ;
2)
déterminer les efforts agissant sur la cuve, de maniér'e
à la dimensionncr correctement.
p o ur
l' état en cours d' exécution
1)
déterminer la stabilité des terrains et des ouvrages
et voies des C F F ;
2)
proposer des méthodes d ' exécution de la cuve.
L'étude de la stabilité générale fut également basée
sur une méthode d'allégement des remblais d'aeees par
l'emploi des buses ARMCO qui diminuaient la sur­
charge de 45 % environ.
Etant donné que eette étude dura plusieurs mois, en
partie avant de travailler avee les pressions intersti­
tielles et en partie apres la détermination de eelles-ei,
les ealeuls furent basés au début sur les earaetéristiques
géoteehniques apparentes totales sans tenir eompte de
la surpression et ensuite sur les valeurs effeetives,
compte tenu de la pression hydrostatique. La valeur du
faeteur de séeurité exigé pour l'état en eours d'exéeu­
tion fut fixée par le professeur Sehnitter à 1,15, et pour
l'état définitif à 1,25.
13
Fig. 1 4 . - Plan de situation
apres nouvelles étu des.
2.0
�0
40
®m
l
COUPE TYPE
Fig. 1 5 .
--
Profil type d e remblai allégé.
En examinant les calculs préliminaires de s ta bilité
exécutés principalement aux profils A 7, A 8, A 9 et
A 10, i! fut cons taté que deux familles de cercles repré­
sentaient des surfaces de glissement probables entrant
en ligne de compte :
1° les cereles p a r tant d e la proxirnité immédiate de la
euve eôté lae, dits « p e t its cereles >l ;
2° l es eereles influeneés par les sureharges qui étaient
eréées par les nombreux remblais d 'aeccs des ponts
CFF côté lae et qui passaient assez profondément sous
la euve pour aboutir du côté Jura de eelle-ei, dits
<< grands ecrcles >1.
Une autre constatation faite d'apres les tout pre­
miers calculs était que dans l'état définitif, la cuve
seul e ne serait p as suffisante p o ur assurer la s tahili té
générale. L'exécution d'une paroi, de préférence moulée
dans le soi, fut donc admise, afin de couper les cercles
de glissement dangereux côté lae et Jura, que ce soit
pour les << petits 11 ou les << grands >> cercles. Les pro­
blemes furent soigneusement examinés afin de pouvoir
fixer les points suivants :
a)
b)
e)
emplaeement et longueur des remblais allégés p o ur
les rampes d ' a e ees des côtés Geneve e t Lausanne ;
longueur de la cuve ;
emplacement et profondeur des parois moulées côté
l a e et Jura ;
d)
hases de caleul p our les parois moulées et la cuve ;
)
mode et conditions d ' exécution des terrassements
généraux de la cuve et des parois moulées .
e
14
C omme mentionné plus haut, les réponses à toutes
ces questions furent données par l'étude sys tématique
des profils avec différentes surcharges (rembláis allégés
et nan allégés) , différentes longueurs de parois moulées
- soit côté lae, soit côté Jura - et différentes phases
d'excavation générale. Les résultats obtenus furent les
suivants :
Allégement des remblais : Un remblai d'acces allégé
par des buses ARMCO ne fut admis que pour le remblai
des ponts IV et V côté Lausanne. La longueur néces­
saire fu t fixée à 23 m, mesurés dans la direction des
voies à partir de l'axe de la culée. Du côté Geneve et
toujours pour les ponts IV et V, l'allégement des rem­
blais ne parut pas rentable. En effet, en allégeant
ceux-ci sur une longueur de 29 m, seul un minime gain
dans la hauteur de la plate-forme de travail pendant
l' exécution des parois moulées eut été obtenu. Cette
diminution n'étant que de quelques décimetres, cette
mesure couteuse fut abandonnée pour le côté Geneve .
De même, l'allégement des remblais d'acces des ponts I I
et I I I n' eilt pas contribué à une augmentation du fac·
teur de sécurité dans une mesure sensible. Leur allége­
ment fut également abandonné.
Les figures 15 et 16 montrent la coupe en travers type
et le plan de situation du remblai dit << allégé 11 exécuté
pour les remblais d'acces des ponts IV et V du côté
Lausanne. Les buses ARMCO furent posées sur une
plate-forme créée a vec un e grave de deuxieme qualité
qui permettait d'obtenir un ME = 1 50 kgfcm2 en tout
Fig. 1 7 .
Fig. 1 6 .
-
-
Le remblai al l égé.
(Photo Bm·eau
des
autoroutes)
Possibilité de reprendre des moments et des forces
horizontales dus aux poussées des terres.
Plan de situation de remblai allég·é.
Eviter une rotation des fondations des ponts I , l i ,
I I I , respe ctivernent IV et V .
Servir d ' appui au pont V I .
Construction monolithique.
point. Le remblayage entre les ARMCO fut tres sm­
gneusement exécuté avec une grave de 0-60 mm, qui
fut compactée pour obtenir une compacité d'au moins
95 % de la valeur optimum de l'essai AASHO modifié
(fig. 17).
Parois : Les parois furent calculées en admettant le
principe qu'elles travaillaient comme << un battant de
porte >> qui se déplace par rotation autour de son appui
contre le radier. La butée côté aval ne se développe
alors que dans la mesure ou les poussées en provenance
de l 'amont doivent être équilibrées ; les poussées totales
sur les deux faces de la paroi sont alors égales et seule
la répartition des pressions differe entre les deux faces .
Les pressions totales agissant sur les deux côtés de
l' écran furent admises égales à la poussée calculée par
la méthode de Fellenius sur le côté amont de l'écran pour
le cercle le plus défavorable passant par le pied . La
répartition des pressions sur la face amont fut admise
triangulaire. Comme il importait peu que l 'écran se
fissurât et que, d'autre part, il devait être aussi per­
méable que possible, on pouvait admettre de faire
travailler l'acier d 'armature à une contrainte élevée.
Le << Sagex >> fut employé entre la paroi de la cuve et
l' écran. Des trous drainants à travers les parois furent
également prévus, pour prévenir une surpression
hydrostatique d'un côté de l' écran. Le dimensionne­
ment de la paroi côté Jura a été fait sur le même prin­
cipe que celle côté lae (battant de porte), mais íl était
nécessaire d'ancrer la paroi à la cuve (fig. 18).
Parois moulées
Longueur des parois moulées : Il fut décidé de s'arrêter
à une profondeur de 12 m (sous le fini de l'autoroute),
vu qu'une surprofondeur n'amenait plus qu'une tres
faible augmentation du coefficient de sécurité. En effet,
seule une paroi d'environ 18 m sous le fini de l'autoroute
eut donné un coefficient de sécurité suffisant, ce qui
aurait conduit à une creuse d'environ 21,50 m et à une
paroi d'environ 19 m. Au vu de la difficulté d'exécuter
en temps voulu un tel rideau, l'étude fut orientée vers
l'exécution d'une seconde paroi moulée côté Jura. Les
calculs de s tabilité montrerent qu'une paroi de 8 m
sous le fini de l'autoroute donnait un coefficient de
sécurité au glissement jugé suffisant pour l' ensemble
des ouvrages (fig. 19 et 20) .
Cu11e : Le dimensionnement de la cuve résulte de la
synthese des considérations suivantes (fig. 18) :
Poids du béton pour cornpenser une partie des sous­
pressions d e tel'l'e. Les sous-pressions d ' eau éventuelles
é tant reprises par un drainage en béton poreux.
!...
t 27 00
1350
-x:-
3 50
------ ,4 oo_ _
PILIER
CENTRAl
o·o.RT
C
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_1 10_
OUVRAGES
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CENTRAL
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4
l
•
llig. 1 8 . - Profil type de la c u n� .
15
·
18
'""--- ----- ----- ----
--e--
Fig. 1 9.
-
Oll'd• dol11o sm.-11
n 1o !'bo t>auc
- -0- - ccrdt dcri lo54'tvlfc5ol� 5l.péíiln;
Poussées sur la paroi moulée côté lae.
-- o..4!n � ron �
Profil I 7 1 à I'Autoroute
Etat définitif avec ócran en b.a.
O I
. ,..---
Fig. 2 0 .
-
16
21 .
-
7
9
m
Poussées sur la paroi moulée côté Jura.
A cet effet, íl a été placé deux ancrages précontraints
par élément de paroi moulée de 3,80 m. Enfin le rideau
a été placé à environ 50 em de la cuve, rendant ainsi
les deux projets indépendants, en cas de mouvements
verticaux de la cuve. Vu la plasticité tres élevée des
sols, un essai d'exécution de parois moulées fut d'abord
entrepris en dehors de la zone dangereuse. Le résultat
étant positif, ces travaux purent être menés comme
prévu.
Fig.
J
Les parois de la cuve.
Conditions et mode d'exécution du terrassement général
de la cuve et des parois moulées
Une fois la décision prise sur le principe de la cuve
des Larges Pieces, íl restait moins d'une année pour
l'étude du projet et l'exécution de ladite cuve. Autre­
ment dit, étude et exécution devaient être étudiées de
pa1r.
Les travaux ne purent commencer qu'à mi-avril, côté
Lausanne, et mi-mai côté Geneve, à cause de la cons­
truction des fondations des ponts I, I I et I I I, ainsi que
de l'embarras créé par le remblai provisoire des voies
directes qui devait être enlevé avant de poursuivre les
travaux. De plus, les calculs de stabilité des phascs de
travail montrerent qu'il était nécessaire d'effectucr en
premier un terrasscment général au niveau + 1,50 m,
et que le res te du terrassement devait s'exécuter par
tranches d'environ 8 à 10 m de longueur sur une demi­
largeur de l' AR, chaque tranche devant être bétonnée
avant de passer à la suivante. La cuve fut divisée en
45 éléments, et, comptant deux semaines par élément,
i! a été prévu j usqu'à quatre fronts de travail simul­
tanés.
L'exécution de la paroi rnoulée côté lae dut être faite
depuis une plate-forme de travail à environ + 3,50 m
au-dessus du niveau de l' AR, ceci pour permettre
l' cxécution des éléments de cuve côté Jura sans com­
promettre la stabilité des remblais de la voie directe,
respectivement de la culée Geneve des p onts IV et V,
cette paroi moulée ne pouvant pas être attaquée avant
la mise hors service du remL!ai provisoire en juillet 1963
(fig. 21, 22 et 23).
Fig. 2 2 . - Ponts IV, V et la cuve.
V . Mesures d e contrôle
Tassements des ponts IV et V : Les tassements des
culées et palées des pont IV et V furent mesurés depuis
le début des travaux. Les graphiques y relatifs avec la
situation des travaux sont reportés sur les figures 24
et 25. Ces contrôles servirent de base aux relevages
périodiques des ponts.
Contrôle de déformation des buses ARMCO : Le labo­
ratoire d' essais des matériaux de l' EPUL a exécuté des
contrôles pour déterminer le comportement des buses
ARMCO sous les voies. D eux dispositifs de mesure
furent fixés sur chacune des buses sous la voie, l'un
verticalement, l'autre horizontalement. La position de
ces points de mesure était légerement décalée par rap­
port à l'axe de la voie, afin d'éviter à cet endroit le
raidissement du au recouvrement de deux segments de
buse. Les figures 26 et 26 a montrent les positions de
montage.
Résultat des mesures
Mesures du 9 j u in 1 963 avec convoi de trois locomotiYes
(buses n os 2 et 3)
Vadation maximum des diamétres
en mm
:Mesure
no
Tube 2
2 v
o
l
.llesure sa n s convoi
Centre de la premiére locomotive sm· tube 2
Centre de la dcuxiCme locomotlve sm· tnbe 2
Bssieu a rriêre de la
denxü?me locomotive sm·
tnbe 2 .
4
.J[esnre saus cOHYOi
Passnge en dircction Lausu n ne des trois locomoti ves .
Passage
neve
tlves .
2 H
l
Tnbe 3
3 v
3 II
directiou Gedes troi s locomo-
sanne des trois locomotives, vitesses plus élc-
vées que mesures õ et 6
Mesure sans convoi
Mesure sans convoi
11
Freinage du convoi audessus des tubes .
12
Accélération du convoi au-
13
dessus des tu bes .
1Iesure sans convoi
+ : allongement
- : contraction
Température dans les buses : 1 3,800
3
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t. 5 6 7 6 9 10
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® Bétonnage de la dalle
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cOté Lausanne
sous l12s ponts
® Trurassemen\s
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Exli:cu\ion de
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IV e\ V
Fig. 2 !1 . - Tassements de la culée Lausanne
des ponts IV et V.
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l
Rembloyage cOté Lausannrz
sous les
Exéc".Jiion de la cuvrz
Terrassemenls
®
ponls IV el V
- 0,42
+ 0,18
- 0,17
+ 0,05
- 0, 4 5
+ 0,18
- 0,24
+ 0,20
- 0.15
+ 0,02
+ 0,03
+ 0,02
- 0,07
+ 0,16
- 0,03
Commentaires
- 0,13
- 0,13
+ 0,20
La plus grande variation de diametre est une di mi­
nution de 0,45 mm du diametre vertical de la buse no 2.
Elle s' est produite à l'arrêt de la deuxieme locomotive
au-dessus de la buse.
La diminution maximum pendant le passage du
convoi était de 0,42 mm apparue au même point de
mesure. L'amplitude totale de la variation de diametre
était de 0,51 (mesure n° 6). A la fin de ces manceuvres,
on constate (mesure 13) une augmentation du diametre
vertical des deux buses et une diminution du diametre
horizontal. Ceci s' explique par l'efiet de tassement du
terrain.
+ O,o7
- 0,39
- 0,05
+ 0,18
+ 0,16
- 0,28
+ 0,09
- 0,06
+ 0,19
+ 0,01
+:0,18
- 0, 2 0
- 0,01
+ 0,10
- 0.37
+ o;o5
- 0,0&
+ 0,19
- 0,26
+ 0,08
+ 0,07
- 0,02
- 0,42
+ 0,05
+ 0,18
+ 0,01
- 0,30
- 0,06
+ 0,11
+ 0,08
- 0,37
- 0,12
+ 0,11
+ 0,06
- 0,04
+ 0,11
+ 0,14
+ 0,18
Fig. 2 5 . - Tassements de la premiere p i l e
d e s p o n t s IV et V.
+ 0,03
+ 0,10
en
Mesure sans convoi
Passage en direction Lau-
9
10
l
Fi g . 2 3 . - Les parois moulées.
(Photo Laboratoire d e
géotcchniqne de l'EP1J L )
- 0,03
- O,H
+
+
0,20
0,04
0,14
0,21
0,05
- 0,20
+ 0,20
- 0,25
- 0,23
+ 0,17
+ 0,09
- 0, 1 6
17
Geneve
Mesures dynamiques d u 4 juillet 1963 dans la buse no 2
Passages de trains directs
Lausanne
w�� ffiruCIJ
\I] � Q
Buse
Mesure
no
1
Buse N! (j)
N! �
3
4
a
1
2
3
-
a
Dispositif de mesure des déformations
Mesures statiques du 10 JU!n au 15 juillet 1963
Mesure
no
l
2
2
4
5
6
7
8
9
lO
11
12
13
14
15
16
17
18
19
20
21
22
23
l
Da te
10 juin
'
11
.
12
13
.
14
.
17
.
18
.
19
.
20
.
21
.
24
.
25
.
26
.
27
.
28
l jnill.
.
2
.
3
•
4
.
5
•
8
>
11
.
15
l l �
Heure
15.00
11.30
11.15
11.30
11.30
11.00
12.00
12.00
11.00
11.00
11.00
11.00
11.30
11.30
11.30
11.35
11.45
11.00
11.20
11.30
11.40
11.30
11.15
Temperature
19
16,5
19
19,5
15,5
19
19
18
16
22
19
16
20
22,5
21
19,5
22,5
23,5
22
19,5
21
20
21
Variation des diametres en mm
l v
o
- 0,02
- 0,16
- 0,20
- 0,18
- 0,38
- 0,43
- 0,13
- 0,50
- 0,53
- 0,52
- 0,56
- 0,64
- 0,67
- 0,60
- 0,86
- 0,87
- 0,89
- 0,89
- 0,88
- 0,93
- 0,95
- 0,98
1
1 H
o
0,11
0,11
0,16
0,35
0,37
0,27
0,38
0,46
0,30
0,48
0,61
0,46
0,46
0,70
0,65
0,57
0,57
0,64
0,76
0,71
0,71
0,77
l
2 v
o
- 0,07
- 0,16
- 0,18
- 0, 1 5
- 0,30
- 0.33
- o 29
- 0,30
- 0,33
- 0,26
- 0,26
- 0,26
- 0,27
- 0,23
- 0,36
- 0,33
- 0,33
- 0,30
- 0,20
- 0,28
- 0,30
- 0,33
;
1
2 H
o
0,09
0,06
0,09
0,25
0,25
0,13
0,23
0,30
0,11
0,24
0,33
0,15
0,07
0,32
0,22
0,11
0,07
0,13
0,27
0,16
0,20
0,20
j
3 v
o
- 0,14
- 0,18
- 0,66
- 0,63
- 0,71
- 0,66
- 0,67
- 0,69
- 0,66
- 0,62
- 0,62
- 0,58
- 0,57
- 0,55
- 0,64
- 0,58
- 0,58
- 0,54
- 0,54
- 0,49
- 0,49
- 0,47
l
3 H
o
0,08
0,38
- 0,06
0,12
0,06
- 0,07
0,01
0,08
- 0,10
0,03
0,11
- 0,05
- 0,13
0,11
0,01
0,08
- 0,14
- 0,08
0,03
- 0,06
- 0,04
- 0,07
Commentaires
L' examen de ces résultats montre une stabilisation
de la position moyenne des buses n°3 2 et 3 des le troi­
siême jour. La buse n° 1, par contre, tend à se stabiliser
beaucoup plus lentement.
Les fluctuations suivent les mêmes tendances dans
les trois buses. Dans les buses n°3 2 et 3, cette corres­
pondance est três marquée. Elle apparait également
dans la buse n° 1, superposée cependant à une varia­
tion continue.
Ces fluctuations peuvent être attribuées à des
influences climatologiques comme la température et la
teneur en eau du soi, à la suite de pluies.
18
Heure
10018
11.43
-
11.50
10016
11.52
1404
11.55
Oomparateur
2
Z
2
�
V
H
V
H
z v
2 H
z v
Variation
maximum des diamétres
totale en mm
- 0,25
+ 0,05
- 0,05
+ 0,02
- 0,26
+ 0,05
- 0,12
2 H
:
étrN!" solidaire à la lige
a.
NO
de la
locom.
+
0,01
o
- 0,10
+ 0,02
- 0,08
+ 0,01
- 0,10
+ 0,01
- 0,09
0,25
0,15
0,07
0,10
0,27
0,15
0,13
0,10
- : contraction
+ a11ongemen t
Les dispositifs de mesure se trouvent sous la voie Lausanne-Genéve.
Fig. 26
Fig. 26 et 26
des buses.
l l l
---
7B cm
109cm
71 cm
Fig. 2 6
Direction
LausanneGenéve
G enêveLausanne
LausanneGenéve
Gen�veLausanne
2
Buse N!
l
Commentaires
Les amplitudes des variations de diamêtre ont dimi­
nué sensiblement par rapport aux mesures du 9 juin .
Cela est du probablement à la stabilisation de l'ensem­
ble tuyaux-remblais. n est à remarquer cependant que
la composition des convois n'était pas la même. n
semble d'autre part que les variations de diamêtre
ont tendance à diminuer avec la vitesse des convois.
VI.
Conclusions
Des expériences faites lors de la construction de cet
ensemble d' ouvrages, d'une valeur de 20 millions de
francs environ, il semble devoir être tiré les conclu­
sions suivantes, ceci sans envisager des comparaisons
avec d'autres solutions qui auraient pu être prises en
considération. On se contentera donc d'attirer l'atten­
tion sur les points principaux pouvant être utiles à
ceux qm seraient confrontés avec des problêmes sem­
blables.
1. Sondages dans les argiles glaciaires
La détermination de la présence et de la grandeur de
pressions hydrostatiques lors de sondages dans les
argiles est difficile et incertaine. En cas de doute, la
pose de nombreux tubes piézométriques s'impose, la
pose de ceux-ci devant faire l'objet de três grands
soins . On doit soupçonner la présence de pressions
interstitielles lorsque les argiles sont élastiques (fort
refus élastique lors du battage de cuvelages), et naturel­
lement lorsqu'on constate des remontées de sols dans
les sondages.
2. Caractéristiques des argiles glaciaires
Les caractéristiques de ces argiles plus ou moms
varvées sont éminemment variables, parfois même sur
de três petites distances. On ne peut pas se contenter
d'un nombre d'essais restreint.
Les résistances au cisaillement peuvent être três
faibles, même lorsque les teneurs en eau et les densités
paraissent assez convenables et que l'indice de consis­
tance est assez satisfaisant.
n semble prudent d'admettre toujours les valeurs des
caractéristiques les plus défavorables et nan les valeurs
moyennes.
3. Méthodes d'essais
La résistance au cisaillement déduite d' essais de com­
pression simple sur cylindre nan fretté peut être assez
donc préférable de travailler avec les valeurs réelles
(basées sur les contraintes effectives), la difficulté
étant cependant de pouvoir déterminer sur place les
valeurs exactes de la pression hydrostatique ou des
pressions interstitielles.
6. Fouilles profondes dans les argiles tendres
Le calcul doit prendre en considération les pressions
hydrostatiques même quand celles-ci ne sont pas appa­
rentes. Notons que plus on descend le fond de fouille
par rapport au niveau piézométrique présumé, plus il
y a lieu de prendre de grandes précautions.
Dans le cas des ponts << Aux Larges Piêces >>, le poids
des remblais provisoires pour le détournement des voies
CFF a j oué un rôle déterminant dans les remontées qui
se sont produites malgré la présence des palplanches.
La position des remblais ayant été dictée par les
rayons de courbure et la vitesse des trains, le problême
ne pouvait être éliminé.
7. Palplanches
L'arrachage des palplanches servant d'enceinte à
une fouille pour une fondation profonde dans des
argiles ne peut être envisagé. En effet, l'argile collant
aux palplanches, des vides se formeraient sous la fon­
dation. Aux << Larges Piêces >>, des pertes allant jusqu'à
50 l/m2 de palplanches ont été mesurées avant l'abandon
des palplanches dans le soi.
Fig. 27. - Vue aérienne des
(Photo
<<
•
Feuille d'Avis de Lausanne
Larges Pieces
>>.
•)
différente de celle déduite d'essais triaxiaux ou d'essais
de cisaillement direct.
Cela peut être du au fait que lors de l'essai sur
cylindre les forces capillaires augmentent la résistance.
En revanche, il apparait que les valeurs obtenues à
l'essai triaxial - que ce soit avec les contraintes totales
ou avec les contraintes effectives - sont comparables
avec celles obtenues à l'essai de cisaillement direct respectivement rapide non consolidé ou lent consolidé.
4. Sensibilité des argiles
On a trouvé aux << Larges Pieces >> des sensibilités
variant entre 2 et 5. B ien que ces valeurs ne soient pas
particuliêrement élevées par rapport à certaines argiles
à l'étranger, elles démontrent la nécessité d'éviter
1)
des amorces de ruptures provoquant des remanie­
ments qui font perdre au terrain une bonne partie
de sa résistance - résistance perdue pour la suite
des travaux ;
2) l 'introduction dans le terrain de matériaux suscep­
tibles de le déplacer et de le remanier.
11
convient, en cas de fonçage de pieux, de pieux de
sable, ete., de procéder à des forages préalables, et non
par battage avec déplacement du soi.
5. Calculs de stabilité
On a vu plus haut qu'il est prudent d'utiliser les
valeurs de la résistance au cisaillement les plus faibles.
En outre, on a constaté que les calculs avec les carac­
téristiques apparentes (basées sur les contraintes
·
totales) peuvent être dangereusement optimistes. 11 est
8. Pieux
Le type des pieux admis pour les fondations, choisi
pour des raisons de prix et surtout de délais d'exécution,
ne convenait pas aux conditions du sous-sol. Le dépla­
cement du soi lors du battage était susceptible de
remanier le terrain et de provoquer des dommages aux
píeux ; les mouvements généraux du terrain - remon­
tées en particulier - ont, de plus, eu les conséquences
les plus fâcheuses. Quoi qu'il en soit, les pieux doivent
être armés jusqu'à la base. L'utilisation de pieux forés
prévient aussi bien le danger de remaniement que le
risque de remontées de soi lors du battage.
9. Stabilité des talus
La recherche des pressions hydrostatiques intersti­
tielles effectives est la base de toute étude de stabilité,
même lorsque ces pressions ne sont pas immédiatement
apparentes. Une investigation détaillée avec tous les
moyens techniques à disposition, sans souci d'économie
et suffisamment à l'avance, est nécessaire pour mener
à hien des terrassements· d'une telle envergure.
10.
Drainage
11.
Allégement du remblai
Dans les argiles varvées, même si la perméabilité
semhle trop faible pour permettre un drainage rapide­
ment efficace, une amélioration peut être obtenue par
des drainages verticaux.
L'allégement des remblais au moyen de buses métal­
liques donne à premiêre vue des résultats valables. Des
mesures ultérieures montreront si la méthode n'a pas
d'inconvénients à long terme. Pour le cas des << Larges
Pieces •> , íl a été prévu de pouvoir remplir les buses tres
19
rapidement en cas de difficulté à l'avenir. En effet, la
solution des remblais élégis était utile et intéressante
surtout pendant l'exécution des travaux de la cuve
lorsque les trains directs circulaient sur les ponts
déj à construits. Si les buses devaient un j our être rem­
blayées - ce qui est tres peu probable - la surcharge
serait alors compensée par l'amélioration des coeffi­
cients géotechniques à la suite de la consolidation
obtenue.
Les auteurs saisissent l'occasion de remercier le pro­
fesseur G. Schnitter qui, par ses conseils judicieux et
sa grande expérience, a apporté une contribution pré-
20
cieuse et déterminante au choix et à l'établissement de
la solution trouvée aux problemes qui se sont posés, et
permis que cette solution puisse s'exécuter dans les
délais impératifs imposés.
IIs remercient également leurs collegues de la Direc­
tion du Jer arrondissement des CFF pour leur précieuse
collaboration, ainsi que le B ureau d'étude de C. Zschokke
qui a mené à bien tous les problemes concernant la
cuve et les parois moulées, sans oublier l'Entreprise
Losinger, qui a su surmonter toutes les exigences géo­
techniques et terminer cet ensemble important avant
les délais fixés.
Peter Knoblauch
Vizedirektor der AG Conrad Zschokke, Genf
Die Autobahnbaustelle
im Kanton G enf
Samtliche Bilder sind Werkaufnahmen Zschokke
EINLEITUNG
zugeteilt ; es ist direkt dem Kantonsingenieur, Herrn
Weber, unterstellt.
Am 23. April 1964 wurde die Autobahn Genf­
Nach einer offentlichen Ausschreibung wurden die
Lausanne auf ihrer ganzen Lange feierlich dem Verkehr
Ausführungsarbeiten einer einzigen Unternehmergruppe,
übergeben.
gebildet aus der S. A. Conrad Zschokke, Genf, und der
Auch die schwierigsten Teile sind somit fristgemass
fertiggestellt worden.
Auf den Kanton Genf entfallen zwischen Kantons­
Jean Spinedi S. A., Genf, übertragen.
Durch diese Konzentration der Verantwortung in die
Hande je einer einzigen Ingenieur- und Unternehmer­
grenze und den beiden Anschlüssen an die Kantons­
gruppe wurden die Voraussetzungen für eine optimale
strassen Route de Suisse am See einerseits und Route de
Koordination und damit für eine rasche und wirtschaf t­
Ferney beim Flugplatz anderseits, rund 12 km doppel­
liche Bauausführung geschaffen.
spurige Autobahn.
Auf der nordlich des Verkehrsteilers vom Vengeron
gelegenen Teilstrecke konnten die Vorarbeiten, die
Erstellung der Kunstbauten sowie der Sammelkanali­
D r E ÜRGANrsATION DER BAUSTELLE
Es galt, eine den besonderen Eigenschaften dieser
Bauaufgabe Rechnung tragende Organisatian zu schaffen.
sationen, ab 1961 in Angriff genommen werden. Dagegen
Sie musste fahig sein, in der kurzen Frist von Mai
verzogerte die Diskussion um die umstrittene Einführung
1962 bis April 1964 ein Bauvorhaben im Wert von zirka
des Verkehrs ins eigentliche Stadtgebiet von Genf die
Planungs- und damit auch die Ausführungsarbeiten im
40 Mio Franken und von grosser Vielgestaltigkeit durch­
zuführen, dessen Detailplanung eben erst begonnen hatte
Gebiet des Verkehrsteilers dermassen, dass bis zum Hoch­
und von dem somit bei Baubeginn nur generelle Plane
sommer 1962 in diesem Gebiet überhaupt noch keine
vorhanden waren.
Baustellen eroffnet werden konnten. Dabei waren gerade
Ohne eine sehr weit getriebene Mechanisierung ist
hier die grossten technischen Schwierigkeiten zu erwar­
der moderne, rasche, ebenfalls unter dem allgemeinen
ten : In dem welligen, schwerzuganglichen Gelande
Arbeitermangel
mussten zunachst die beiden Bache Vengeron und
denkbar. Im Gegensatz aber zu anderen grossen Bau­
Gobé kanalisiert werden. Die tragende, harte Grund­
morane war durch eine bis 20 m starke, wassergesattigte
vorhaben, wie z. B. dem Talsperrenbau, wo die geo­
metrisch genau und zum voraus festgelegten Dimensionen
Schicht von blauem Lehm überdeckt, was heikle Fun­
eine starre Aneinanderreihung der Installationen zu
leidende
Autobahnbau
nicht
mehr
dationsprobleme für die zahlreichen Kunstbauten sowie
einem
für die Stabilitat der hohen Boschungen stellte. Die
betrieb ermoglichen, muss die Organisation einer Auto­
Moglichkeit des Einsatzes schwerer Aushubgerate auf
bahnbaustelle grosste Beweglichkeit und Anpassungs­
diesem schlechten Untergrund schien ausserst fraglich.
fahigkeit aufweisen.
grossen,
weitgehend automatisierten Fabrik­
Beim Autobahnanschluss an die Route de Suisse dagegen
Dabei darf dies Beweglichkeit weder auf Kosten der
tauchte der harte Sandstein an die Oberflache auf und
Qualitat der Ausführung noch der Genauigkeit der
machte neben der intensiv befahrenen Strasse und in
Abrechnung gehen. Eine solche Anpassungsfahigkeit
überbautem Gebiet Sprengarbeiten notwendig. Dazu
konnte nur durch eine weitgehende Dezentralisierung
kam noch als zusatzliche Schwierigkeit die Unterführung
unter der doppelspurigen Eisenbahnlinie Lausanne­
erreicht werden.
Genf. Endlich stellte das Verlegen der offentlichen Lei­
mehrere Sektoren verschiedener Grosse derart unterteilt,
In diesem Sinne wurde das Autobahnlos Genf in
tungen und Kanalisationen heikle technische und organi­
dass jeder Abschnitt bis in seine Einzelheiten von einem
satorische Probleme.
kompetenten Bauführer überblickt werdenkonnte. Dieser
Gegenüber der eingegahgenen Verpflichtung, ein
Sektorchef war verantwortlich für die Arbeitsorgani­
ebenso umfangreiches wie schwieriges Bauvorhaben in
sation, die Absteckungsarbeiten, das Ausmass und die
der kurzen Frist von rund 24 Monaten auszuführen,
Schlussabrechnung
fassten die kantonalen Behorden folgenden Entschluss :
standlich verfügte er über die notwendige Anzahl von
Die Gesamtbauleitung wird in die Hande einer ein­
Mitarbeitern. Der einzelne Abschnitt umfasste je nach
zigen Gruppe, gebildet aus den beiden privaten Ingenieur­
seines
Bauabschnittes.
Schwierigkeitsgrad zwischen
Y2
Selbstver­
bis 3 km Autobahn.
büros P. Froidevaux und P. et C. Dériaz, beide in Genf,
Der Leiter der Gesamtbaustelle samt seinem Stab von
gelegt. Diesem Bauleitungsbüro werden Staatsangestellte
technischem und administrativem Personal koordinierte
1
Abb. 1 .
Kanalisierung des Flüsschens Gobé
die Arbeit der einzelnen Sektoren im Rahmen des Gesamt­
fassten, ausser den Büros und den Unterkunftsbaracken,
bauprogrammes. Er bestimmte über die zweckmassigste
eine Spezialwerkstatte für den Unterhalt und die Repa­
Zuteilung der Arbeitskrafte und Maschinen.
raturen der schweren Aushubgerate, eine zweite mecha­
Er vertrat auch die Baustelle gegenüber der Bau­
nische Werkstatte für den umfangreichen Geratepark und
leitung sowie gegenüber Dritten, Lieferanten und Unter­
ferner eine gut ausgerüstete Zimmerei für die Vorberei­
akkordanten.
tung der Schalungen der zahlreichen Kunstbauten.
Im gleichen Sinne wurden die festen Installationen
Der Beton wurde in drei modernen Betonfabriken
wie Baubüros, Schlafbaracken und Betonfabriken weit­
mit einer Leistung von je 10-15 Kubikmeter pro Stunde
gehend dezentralisiert.
hergestellt. Der Betonbelag ist im Unterakkord durch die
Unternehmung der benachbarten waadtlandischen Bau­
GENERELLES BAUPROGRAMM
Sobald das Ausmass des Bauvolumens in der Gegend
lose mit deren eigenen Installationen erstellt worden.
Auf einer Autobahnbaustelle überwiegen j edoch die
beweglichen Installationen wertmassig bei weitem die
des Verkehrsteilers Vengeron einigermassen überblickt
werden konnte, erstellte die Unternehmung im Herbst
festen Einrichtungen.
1962, im Einvernehmen mit der Bauleitung, das generelle
menstellung für die Autobahnstelle Genf folgendes Bild :
Bauprogramm.
Dieses generelle Bauprogramm musste um jeden
Preis eingehalten werden, denn es war nicht nur verbind­
lich für die Unternehmung, sondern auch für die mit der
Ausarbeitung der Ausführungsplane beauftragten Inge­
nieurbüros.
Im besonderen legte das generelle Bauprogramm den
Fortschritt der Hauptbauphasen und deren kritischen
So ergab im Sommer 1 963 eine wertmassige Zusam­
- Büros, Schlafbaracken, Werkstatten, Zimmereien,
Zufahrtsstrassen, Anschlüsse für Elektrizitat, Telefon,
Wasser
. . . . . . . . . . . . . . . . . .. . .. . . . ..
1 Mio Fr.
- Betonfabriken (ohne Station für Belagsbeton ), Turm­
drehkrane, kleinere Bagger und Ladeschaufeln für die
Erstellung der Kanalisationen und Kunstbauten, Ver­
dichtungsgerate . . . . . . . . . . . . . . . . . . . .
2 Mio Fr.
Stellen fest. Im weitern sicherte es den kontinuierlichen
- Installationen für den Fahrbahnbelag: Betonfabrik,
Einsatz sowohl der Aushubgruppe als auch der Belags­
Aufbereitungsanlage für das bituminose Heissmisch­
einbaugruppe. Diese Spezialequipen waren von den
gut, Einbaumaschinen . . . . . . . . . . . . . .
Sektoren unabhangig, unmittelbar dem zentralen Bau­
leiter unterstellt.
Pro Sektor und Bauwerk wurden selbstverstandlich
im Rahmen des generellen Bauprogrammes eingehende
Detailbauprogramme erstellt.
3 Mio Fr.
- zirka 100 Lastwagen für interne Transporte und für
die Belieferung der Baustelle mit Baumaterialien, im
besondern mit Wandkies . . . . . . . . . . . .
7 Mio Fr.
- Gerate für die grossen Erdbewegungsarbeiten: 12
Schürfkübel, 8 schwere Bulldozer, 3 Grader, 2 Bagger
von 1,2 Kubikmeter Loffelinhalt, 9 Rückwartskipper
DIE BAUPLATZINSTALLATIONEN
Euclid und Tournarockers . . . . . . . . . . .
7 Mio Fr.
Wie bereits erwahnt, sind die festen Installationen
Der wirtschaftliche Einsatz der mobilen Gerate hangt
weitgehend dezentralisiert aufgebaut worden. Sie um-
weitgehend von den Untergrundverhaltnissen und den
2
Abb. 2.
Teil des Gerãteparkes im Winter
/
nicht voraussehbaren Witterungsverhaltnissen ab. Bei­
spielsweise waren die schweren Erdaushubgerate in der
Zeit von Mai 1962 bis Oktober 1963, trotzdem diese
Periode
eher
günstige
Witterungsbedingungen
mit
relativ wenig Niederschlagstagen aufwies, wahrend 36%
der tatsachlichen Arbeitszeit lahmgelegt, weil j edesmal
der durch einen Regenschauer aufgeweichte Untergrund
den Gerateeinsatz für einige Zeit verunmi:iglichte.
Wenn man bedenkt, dass dieser stillgelegte Park von
schweren Erdbaumaschinen im Werte von 7 Mio Fr. nur
an Zins und Abschreibungskosten, ohne Einrechnung
der Maschinistenli:ihne, pro Tag ungefahr Fr. 5000.­
kostet, so versteht man auch, dass die Aushubpreise je
nach den angetroffenen Witterungsverhaltnissen und im
Abb. 3. Aushub mit Schürfkübeln rechts. Schütten des Stras­
senfundaments mit Wandkies links
Falle eines Angebots je nach den angenommenen Witte­
rungsbedingungen ganz wesentlich schwanken müssen.
Dm BAUARBEITEN
Abb. 4. Einbau des Heissmischguts
Im Rahmen dieses Artikels auf Einzelheiten einzu­
treten ist ni eht mi:iglich ; statt dessen vermi:igen die Bilder
einen Einblick in die Vielgestaltigkeit dieser grossen
Bauaufgabe zu geben.
Ausser der grundsatzlichen organisatorischen Auf­
gabe des zweckmassigen Einsatzes des Gerateparkes und
der rund SOO Bauarbeiter waren standig zahlreiche
technische Einzelprobleme zu li:isen :
Die zahlreichen Kunstbauten stellten die hi:ichsten
Anforderungen
bezüglich
Qualitatsarbeit
an
die
Rüstungs-, Schal-, Armier- und Betonierequipen. Der
tiefliegende tragfahige Grund, auf den die Lasten einiger
Brücken des Verkehrsteilers abgegeben werden mussten,
wurde durch Pfahlungen und durch im Schlitz erstellte
Tragwande erreicht.
Die Kanalisierung auf zirka 1,5 km Lange der Bache
Vengeron un d Gobé stellte ebenfalls vielseitige Probleme.
Der Normalquerschnitt aus armiertem Beton wurde mit
Hilfe der aufblasbaren Gummischalungen « Ductube »
von bis zu 250 em Durchmesser ausgeführt. In Strecken
starken Erddruckes mussten Spundwande gerammt wer­
den. Im Unterlauf des Vengerons wurde ein Molasse­
vorsprung in einem 106 m langen Stollen von 9 Quadrat­
meter Querschnitt durchfahren.
3
Die Gesamtaushubmenge betrug auf dem Auto­
angefror und zunachst, speziell an den Scrapern, beim
bahnlos Genf rund 1 Mio Kubikmeter. Der Grossteil hie­
Entladen einige Schaden anrichtete, war das kleinere
Ü bel.
von wurde mit Schürfkübeln abgehoben und transpor­
tiert. Beim Anschluss an die Route de Suisse mussten
Vor Auf bringen der Kiesschüttung mussten auf zahl­
80 000 Kubikmeter Molassefelsen teils gesprengt, teils
reichen Strecken mit schlechtem Untergrund Boden­
gerippt werden. Die bis 15 m tiefen Einschnitte in den
stabilisierungen durchgeführt werden. Normalerweise
blauen Lehm dagegen wurden mit grossen Baggern mit
kam eine Stabilisierung auf Platz einer zirka 15 em star­
Schlepploffel-Ausrüstung ausgehoben. Günstig wirkten
ken Wandkiesschicht durch Zement zur Anwendung.
sich in dieser Bauphase die Frostperioden des Winters
Die teuere Stabilisierung mit schwachdosiertem Heiss­
1 962/63 aus, da der hartgefrorene Boden für die schweren
Transportfahrzeuge triigfiihig wurde. Dass das Aushub­
mischgut (3 %) wurde hauptsachlich gewahlt, um bei
gedrangtem Bauprogramm die mehrtagigen Abbinde­
material wahrend des Transportes an den Fahrzeugen
zeiten der Zementstabilisierung zu vermeiden.
Ursprünglich war für das Autobahnlos in Genf ein
Abb. 5. Eisenbahnunterführung
Schlussabtrag des schlechten Untergrundes. Erstel­
lung der Drainageleitungen. Kiesschüttung
Betonbelag vorgesehen. W egen der zu erwartenden gros­
sen Bodensetzungen wurden j edoch dann die Fahrbahnen
des Verkehrsteilers sowie die südlichen und éistlichen
Anschlusstrecken mit Bitumenbelag ausgeführt.
Ein bedeutendes Arbeitsvolumen stellen auch die
vielen Anpassungsarbeiten der bestehenden Strassen,
Wege und Leitungen an die neue Autobahn dar. In
diesem Zusammenhang wurde etwa ein Zehntel der
Gesamtbausumme für die Anpassung der Leitungen der
offentlichen Dienste, Wasser, Abwasscr, Gas, Telefon,
Elektrizitat, ausgegeben.
Dm ZusA:vr:viEN A R B E I T
Die
durch
die
immer
starkere
Mechanisierung
erwünschte Rationalisierung des Bauvorganges kann
nur durch eine sinnvolle Zusammenarbeit zwischen Pro-
Abb. 6 . Detailansicht der Armierung und Vorspannung der
Überführung Versoix-Cointrin
4
Abb. 7. Überführung Versoix-Cointrin in Betrieb
Abb. 8. Autobahn in Betrieb
j ektierungsbüro, Bauleitung und Unternehmung voll
erreicht werden.
bahnbau in Form von ausnehmend schlechten Unter­
gründen,
Bereits wahrend der Projektierung soll der maschi­
nellen Bauausführung Rechnung getragen werden.
Wasseraufstossen
oder Rutschungen
usw.
immer wieder auftreten, konnten so die zweckmassigen
Entscheidungen rasch auf dem Platze getroffen werden.
Anderseits muss eine sehr sorgfaltige und allgemein
Günstig wirkte es sich aus, dass ein Teil der Detail­
verbindliche Vorausplanung einen moglichst ununter­
projektierung von der ortlichen Bauleitung besorgt
brochenen Gerateeinsatz ermoglichen, damit die ver­
wurde.
Das gut ausgerüstete Laboratorium der Bauleitung
langten hohen Leistungen auch erreicht werden.
Das
genferische
die
lieferte taglich und in kürzester Zeit die Auswertungen
getroffene Entscheidung, Projektierung und Bau der
zahlreicher Bodenproben, deren Resultat von entschei­
Autobahn einer einzigen Ingenieurgruppe, e.iner e.inzigen
dender Bedeutung für die getroffenen Anordnungen war.
Bauleitung
und
Baudepartement
einer
einzigen
hat
durch
Unternehmergruppe
Ein besonderes Büro der Bauleitung befasste sich mit
anzuvertrauen, die Voraussetzung für eine opt.imale
der Prüfung der offerierten Preise. Der laufenden Erledi­
Zusammenarbe.it geschaffen.
So konnten Arbeitsunterbrüche wegen verspateten
Terrainkaufs, fehlender Ausführungsplane oder wegen
sonstiger Organisationsfehler praktisch vermieden wer­
den.
gung hangiger Ausmass- und Preisprobleme ist die
Erhaltung e.ines gesunden Arbeitsklimas weitgehend zu
verdanken.
Dank all dieser Massnahmen, verbunden mit dem
allseitigen Willen der Zusammenarbeit, und dank der
Von seiten der Bauleitung wie Unternehmerseite
gemeinsamen Anstrengung aller Beteiligten ist es gelun­
waren kompetente Vertreter stets auf der Baustelle. Im
gen, die Autobahn im Kanton Genf trotz der ausserst
Falle unvorhergesehener Ereignisse, wie sie im Auto-
kurz bemessenen Frist noch rechtze.itig fertigzustellen.
5
So n d e rd r u c k a u s ,StraBe u n d A u to ba h n " , H e ft 8 /1 964
·
K i rsch b a u m Ve r l ag , Bad G o d e s b e rg
Schweizerische Erfahrungen im Stra13enbau auf Torf
Von Dr . A. von M o o s , Privatdozent der Eidg. Techn. Hochschule, beratender Geologe,
I n h a l t : Au! einer Tagung der Arbeitsgruppe Untergrund der
Forschungsgesellschaft für das StraBenwesen arn 1 4 . April 1964 in Duis­
burg berichtete der Verfasser über StraBenbau im Moorgebiet im Zuge
der NationalstraBen 2 und 3. Die praktischen Erfahrungen sind zusam­
mengefaBt.
diesen mehr
oder
Geotechnisches Büro,
Zürich
weniger organischen Ablagerungen soll
im folgenden nun allein die Rede sein.
11. Beobachtungen und Mafinahmen
aus früheren Zeiten
I. Einleitung
Ein Aufienstehender wird erstaunt sein, zu vernehmen, d afi
in der Schweiz, dem ,Alpenland " , weiche, d. h. wenig trag­
fii.hige Bõden auftreten, die im Str·al3enbau
bereiten kõnnen.
Schwierigkeiten
Und dies in einem Gebiet,
das praktisch
Die iiltesten Wegspuren aus
Torfgebieten
sind
aus
der
Pfahlbauzeit, dem Neolithikum, in Form von Prügelwegen
bekannt. Sie bestehen aus einem Rost von dünnen Stiimmen,
die lagenweise neben- und kreuzweise übereinandergelegt
die Last verteilten, so dafi Mensch und Tier trockenen Fufies
seit der Miozii.nzeit (Ausnahme Pliozii.n im Südtessin) durch
Ortsveriinderungen vornehmen
Hebung nie mehr von Meeren bedeckt war und demzufolge
aus der Rõmerzeit in Torfgebieten sind von den s chweize­
konnten.
Marschablagemngen, Quicktone oder ii.hnliche weiche Sedi­
rischen
mente marinen oder brackischen Ursprungs fehlen. Ursache
offensichtlich wurden in dieser Zeit
dafür, dafi die
Historikern
bis
heute
nicht
.Ahnliche
festgestellt
die Moore
Strafien
worden ;
gemieden,
Schweiz trotzdem über verschiedene Arten
oder es wurden diese auf trockenen Rücken, die aus Sand,
v o n B augrund verfügt, die auf Belastung durch starke Set­
Kies, Moriinen oder Fels bestanden, gequert, wobei die be­
zungen oder durch Rutschungen reagieren, ist vor allem in
kannten soliden rõmischen Strafien mit einem Strafienkõrper
der
aus Kies, Sand oder Steinplatten von betriichtlicher Miichtig­
diluvialen
Vereisung
der Alpen
zu suchen. Mii.chtige
Gletscher drangen damals zu verschiedenen Malen aus dem
keit erstellt wurden. Im Mittelalter vermied man nach Mõg­
Gebirge im Süden bis an den Rand der Poebene, im Norden
lichkeit die torfreichen Niederungen und folgte in den Alpen­
und Nordwesten in das s chweizerische Mittelland und z . T.
talern,
bis in das Juragebiet und darüber hinaus vor. Dabei ent­
Grund suchend, den seitlichen Schuttkegeln und Hiingen, der­
standen durch glaziale und fluviatile Uberarbeitung, unter­
art auch Uberschwemmungen meidend.
stützt
durch
tektonische
Vorgii.nge,
tiefe,
langgestreckte
Tiiler oder lokale Depressionen. Nach dem Schmelzen des
Eises füllten sich diese Trõge und Becken mit Wasser und
bildeten
Seen
aller
weniger
verlandet
Dimensionen,
sind.
die
Zusiitzlich
seither
zu
den
mehr
oder
grobkõrnigen
Delta- und Flufikiesen wurden darin Sande sowie Sille, wie
z.
B.
im
St.
Gallischen Rheintal,
Rheinletten"
�uch
bezeichneten
die
vom Volksmund
Hochwasserablagerungen,
als
aber
eigentliche Seetone abgelagert. Uber diesen Seetonen
finden wir hiiufig Lagen von Seekreiden mit ihrem lockeren,
auf Strukturstõrungen empfindlichen Gefüge und vor allem,
als letzte Phase der Verlandung, Torf in allen Abarten. Torf,
Seekreide
und
die
Wechsellagerungen
von
Torf und
Silt
sind nun diejenigen Baugründe - wenn wir von den Rutsch­
gebieten a n den Hiingen absehen -, die im Strafienbau in
der Schweiz Schwierigkeiten wegen Setzungen ergeben. Von
in vielen
und scharfen Windungen
den
trockenen
Beim in der zweiten Hiilfte des letzten Jahrhunderts ein­
setzenden Eisenbahnbau, der an gewisse Minimalradien ge­
bunden war, konnte schlechter Baugrund nicht immer ver­
mieden werden. E s sind denn auch aus der Bauzeit Uber­
raschungen in Moorgebieten bekannt.
S o mufiten bei
Erstellung
nach Bern,
einer
Bahn
von
Schõnbühlmoos, auf einer
Seekreide
20 000
als
Solothurn
1 40
Untergrund,
der
im
sog.
m langen Strecke aus Torf und
nach W.
L u d e r ') ,
1918
volle
m3 Material geschüttet werden, bis der Damm, der bis
1 7 m in den Untergrund sackte und Aufwõlbungen bis in
1 00
m Entfernung zeigte, zur Ruhe kam. Ursache der Ab­
sackung war hier vermutlich das Aufreifien der obersten,
noch etwas tragfiihigen Schichten und die rasche S chüttung
(Abb.
1)
dierten,
eines
sehr
.Ahnliche
schmalen Dammes
weichen
Setzungen
Material
sind
aus
in
einem nicht konsoli­
kleinster
unserer
Scherfes tigkeit.
unmittelbaren
fran­
zõsischen Nachbarschaft von der Verbindungsbahn nõrdlich
des
Mont-d'Or-Tunnels
nach
Frasne
nõrdlich
Vallorbe
Sumpf von Sainte Maire b ekannt (H. S e h a r d t ,
soll die Felsschüttung für den
Gyttj a und Seekreide bis
40
3
1 91 7 ) .
im
Dort
m hohen Damm auf Torf,
m Tiefe abgesunken sein, bis
durch Aufsitzen auf festen Grund Ruhe eintrat. Dabei wer­
den seitliche Aufstauchungen von bis
4
m Hõhe gemeldet.
Die Forcierung von solchen Rutschungen und Einsackungen
�
Vorgeseheoe SchUttung
�
lotsOchliche Schütlung
Abb.
ffiiiiiiilll
0
Hurnu s t Torf
Seekreide elc.
�
�
Ton
loniger Sill mii Kiest Steinen
1 : Absackung eine s Eísenbahndammes wiihrend des Schütlens
bei Schonbühlmoos, Kt. Bern. Nach W. Luder, 1918.
auf Torf wird nach freundlichen Angaben von Herrn Direk­
tor W.
C.
v a n M i e r l o , Delft in Holland, beim Bau von
Strafien durch S chüttung mõglichst schmaler, hoher Diimme
•)
Literatur s. am SchluB.
J o h re noch Beendigung
20
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Seit Ende der 50er Jahre und mit den beginnenden 60er
30
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Ul. Erfahrungen aus neuerer Zeit
der Schülfung
lO
Jahren setzte in der S chweiz
der NationalstraBenbau ein.
Darunter verstehen wir ein rund 1 800 km messendes System
von AutostraBen und zweispurigen FernverkehrsstraBen, das
l
l
im Mittel zu vier Fünftel vom Bund finanziert wird, unter
bundesratlicher
Oberhoheit
steht
und
nach
einheitlichen
Normen geplant und gebaut wird. Sowohl wegen der z. T.
Dammerhóhung
um 15cm
s tarken
i
und
Oberbauung,
den
vorgeschriebenen
der Landpolitik werden
diese
StraBen
Minimalradien
in
vielen
Ge­
hieten lokal auf schlechte Baugründe abgedrangt. Es werden
nac:hfolgend besonders Beispiele aus dem NationalstraBen­
100-
bau in solch schlechten B augründen dargestellt werden, mit
denen der Verfasser direkt oder indirekt zu tun hatte. Dabei
:wll
Abb.
Selzung des linken Rheindammes bei Diepoldsau, K I . S I .
2:
Gallen,
im
Laufe v o n 32
Jah1en
n ach
erfolgt er
S chü t tung.
Jahresbe l i ch l der gemeinsamen Rheinbaukommission,
Nach
1949.
zuerst
StraBendii.mmen
kõrper auf festeren Grund zu bringen.
anschlieilend
von
Die NationalstraBe N 3 im Abschnitt Zürich-Sargans quert
urnen, Kt. Glarus,
um ohne Moorsprengungen den Damm­
und
irn Gebiet südlich von Weesen-Ziegelbrücke in Nieder­
1 808 bis
bewuBt gefõrdert,
von
ni veaugleichen Strailen un d Pis ten gesprochen werden.
die breite Alluvialebene der Linth,
1 822 durch Johann Konrad Escher von
der
die
Linth
melioriert wurde (Abb. 3) . Diese Ebene entstand durch Auf­
füllung eines
fjordii.hnlichen
Sees
von über
1 50
m,
wahr­
scheinlich über 250 m Tiefe. In den obersten 40 m, die durch
Beispiele für grõBere, über Jahrzehnte anhaltende Setzun­
Bohrungen erschlossen wurden, stellte man über einer basa­
gen sind von der Korrektion des Rheines i m St. Gallischen
len feinkõrnigen Unterschidlt eine grobkõrnige Mittelschichl
Rheintal bekannt. Beim Absc:hneiden einer FluBschlinge bei
aus
Diepoldsau
Torfschicht
schicht von Silt, mit Wechsellagerungen von Silt und Torf,
Die
und grõBeren Torflagen
Damme
muBten
von
4-7
auf
m
eine
Hõhe
7-9
m
mii.chtige
geschüttet
werden.
Nach­
Kies
und
Sand und
darüber
eine
ausgedehnte
Deck­
(Abb. 4) fest. Um die Eignung von
setzungen der Dammkrone betrugen nach der sehr groBen
Sanddrains zur Beschleunigung der Setzungen von D ammen
Hauptsetzung wahrend und unmittelbar nach dem Schütten,
in diesem Material zu erproben, wurden 1 956 vier identische
die auch mit plõtzlichen Einsenkungen verbunden waren, auf
Versuchsdamme geschüttet, wobei j e zwei auf Silt mit wenig
der Schweizer Seite
Torf und zwei auf eine miichtige Lage von Torf mit Silt ge­
von
1 9 1 5-1 948
noch
bis
1 ,30
m.
Die
Setzungen halten, wenn auch in geringem MaBe, noch heute
schüttet
an. Sehr deutlich zeigt sich in Abb. 2, daB die Setzungen nach
Eigenschaften
einer
leichten Erhõhung
des
Dammes
um
1 5 resp.
60
em
1 954,
wurden
v o n
des
(Angaben
über
die
bodenphysikalischen
Untergrundes v o n M o o s
M o o s
und
G au t s c h i ,
1 962) .
und
Je
Fuhr,
ein
Ver­
selbst nach 22 JalHen einen neuen Impuls e rhal len haben
suchsdamm wurde auf Sanddrains abgestellt, welche folgen­
(B õ h i , 1 9 1 4 ; R h e i n b a u k o m m i s s i o n , 1 949) .
dermaBen erstellt wurden:
588
Uber fuhrung
Mit einem maschinellen Spiral-
Weesmstrosse
-/'
1.0
R a m m w i d e r s tand
o
8 Schlage / 20cm
Ve r s u c h s d a m m
B o h ru n g
Dammsch Ü t t u n g
Abb.
3:
G e o l e chnisches
ProHJ
liings
Ta r f , S i l t m i t To r f lagen
K i e s , San d , B l o c k e
S I l t, t o n i g e r S i l t
Fe i s ( K a l k e t e . l
s e h r wenig
der
NalionalstraBe
N
3
Torf
im Gebiel
von
Niederurnen,
KI.
Glaru8
+
+
+
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1 2, 9. 5 6
, 24. 9 56
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§
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Bodenpegel
Porenwasserspannungs -
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�126mc---' /
+
+
+
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sei t Weihnachten 1 963 in Betrieb. Die Setzungen unter den bis
7 m über den Talboden aufragenden Diimmen betragen nach
freundlieher Mitteilung von Ing. H. Grob v/o Locher & Cie.,
Zürich, noch immer einige Millimeter pro Monat. Die Resul­
tate aller Diimme für eine Zeitdauer bis ect. 1 000 Tage nach
Beendigung der Schüttung finden sich in Abb. 5. Sie zeig t
deutlich, daB die Hauptsetzung bei allen Diimmen sehr rasch
erfolgte und daB eine lange Nachsetzung der Preis für die
Erstellung von sehwimmenden Dammen auf organisehem
Material ist. A.hnlieh wie L a k e , 1 963, wurde aueh hier kein
Untersehied zwisehen den Dammen mit und ohne Sanddrains
festgestellt (s. a. v o n M o o s , 1 963) . Es ist zu vermuten, da/l
die Ausführung der Sanddrains, die Liinge derselben und
der gegenseitige Abstand nieht allen Regeln der Kunst ent­
sprach. Indessen hatten diese Sanddrains die langen Naeh­
setzungen kaum vermeiden kiinnen. Dafür spreehen u. a.
aueh die Erfahrungen bei einer unmittelbar benaehbarten
Eisenbahnbrüeke über den sog. Eseherkanal (Linth) , die auf
gegen 20 m loeker gelagertem Kiessand ruht und von 1926
bis 1 957 sieh im Vergleieh zu einem nahegelegenen Fixpunkt
im anstehenden Fels in diesem Zeitraume urn total 170 bis
205 rnrn, d. h. irn Mittel um 5,8--6,6 mmiJahr, gesetzt hat.
Wir sind der Ansicht, daB diese Setzungen eine Folge der
Konsolidierung der weit über hundert Meter miiehtigen
jungen Deltasehieht sind.
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500
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Tage
4000
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Abb.
20
U
Versuchsdamm 2 an der NationalstraBe N
urnen, K t . Glams.
3
bei Nieder­
bohrer, dem deutsehen Stilbohrer, wurden ohne Verrohrung
Liicher von ea. 30 em Durchmesser gebohrt und diese mit
Sand bestimmter Kiirnung verfüllt. Abb. 4 zeigt Aufbau,
Porenwasserspannung und Setzung des Dammes mit Sand­
drains auf schlechtem Grund. Da man keine wesentliehen
Unterschiede im Verhalten der Diimme mit oder ohne Sand­
drains feststellte, wurde beschlossen, auf diese zu verzichten,
dafür aber den ganzen StraBendamm miiglichst zeitig zu
schütten. Er wurde 1 957--1959 gebaut, die StraBe ist teilweise
0 -------.--�---,
In der iistliehen Fortsetzung gelangt die Nationalstrafie
N 3 naeh ea. 30 krn, z. T. dem Walensee folgend, in das
Gebiet von Sargans. Dort haben der Rhein und seine Neben­
biiehe seit der Eiszeit ebenfalls einen verrnutlieh über hun­
dert Meter tiefen, sehr ausgedehnten See aufgefüllt, dessen
Rest der ea. 50 krn niirdlieh davon beginnende heutige
Bodensee darstellt. In Sargans sollte die neue National­
straBe N 3 aberrnals auf einem Damm einen sehr sehleehten
Baugrund queren (Abb. 6) . Dieser besteht aus einer 6--1 2 m
miiehtigen weiehen Sehieht aus Torf- und Siltlagen, die auf
Kies und Sand unbekannter Maehtigkeit ruht. Aueh hier
wurden vor der definitiven Dammsehüttung 1 957 zwei Ver­
suehsdiimme gebaut, die am Ende eine Hiihe von 6 m über
der Ebene erhalten sollten. Da die Versuehsdiimrne aber au f
versehieden miiehtigen, weiehen Sehichten abgestellt wurden,
kiinnen die Resultate nieht ohne weiteres miteinander ver­
gliehen werden. Irn Gebiet des zu erstellenden westliehen
Dammes B ( 1 ) auf dem sehleehteren Grund wurden vorgangig
Sanddrains erstellt . Ihre Herstellung erfolgte durch Ein­
sehlagen eines Stahlrohres von 30 em Durehmesser rnit einer
verlorenen Betonspitze. Das Rohr wurde sodann mit Sand,
der dern Filterkriterium entsprieht, und etwas Wasser gefüllt
und gezogen (Abb. 7 ) . Der eine der Diimrne, der auf Sand­
drains liegt, zeiehnet sieh dureh die verhiiltnismaBig groBe
Setzung von 2,69 m (d. h. rund 31 °/o der totalen Schütthiihe von
8,69 m, resp. 34 °/o der Liinge der Sanddrains von 7,50 m)
wiihrend des Sehüttens aus, so daB man sieh Gedanken über
die Verformung und das weitere Sehieksal dieser Sanddrains
rnaehen rnuBte, die unter einern solchen Damm liegen (siehe
100
CD 5•0 }
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Schü lthõhe in m
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:
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Tarf t Si t
- ®
4,6
·
3,7 Silt mii weniQ Torf
-200
lO
l O
Ta g e
1000
A b b . 5: Vergleich der Setzungen der 4 Versuchsdõmme in Nieder­
umen, Kt. Glarus.
Abb. 6: Geotechnische Proiile Jangs der NationalstraBe N 3 bei
Sargans, Kt. St. Gallen. A und B = Versuchsdamme, C und D =
Setzungspegel, E = Rutschung beim Dammbau. 1
=
Damm­
schüttung, 2 = Terrainoberflóclze vor Beginn der Schüttung, 3 =
Terrainoberflõche n ach der Schüttung, 4 = Torf und Silt, 5 = Kies
und Sand, 6 = Zone m i i Sanddrains.
b =
l
e
o
,.
To1ale Schü1th0he B17m
"'
e
E ;.
E �
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a:: -e
12,50 m
l E":1,s�,;;;z 'f
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6,00m
To r f
Si l t m i t
w e n i g To r f
K i es
�O�Q/cmt
Abb.
7:
- S o nd
Versuchsdamm B (6) an der
NalionalstraBe N 3 in Sargans mit
2:40 � Zeit ín Tooén
Sanddrains.
auch A. v o n M o o s und M. G a u t s e h i , 1 962, A. v o n
M o o s und W. P f i f f n e r , 1 964) . Anschliellend wurden auf
einer Strecke von 870 m total 2085 Sanddrains mit einer
Totallange von 19 336 m bei einem Durchmesser von 30 em,
einem gegenseitigen Abstand von 4,5 m und einer mittleren
Lii.nge von 9,25 m wie folgt ausgeführt : Ein an einem Aus­
legerarm eines Baggers hangendes Rohr mit einer Klappe
am unteren Ende wurde mit Druckwasser und Druckluft in
den weichen Untergrund eingespült, wobei das Material
oben aus dem Rohr ausfloll. Dann wurde der Sand unter
Kontrolle der verbrauchten Menge eingebracht und dabei
das Rohr langsam gezogen. Die Setzungen des anschliellend
qeschütteten Dammes, von denen die Resultate von 4 Punk­
ten in Abb. 8 wiedergegeben werden, zeigen wiederum die
schon erwahnte deutliche Zweiteilung. Die Hauptsetzung
endet sehr rasch, d. h. kurz nach Vollendung der Schüttung.
Sie ist sehr grol3 und erreichte bei Dammhiihen über Terrain
von 5-6 m auf diesem Untergrund volle 2,5-3 m. Die Nach-
1957
1956
setzung dagegen dauert sehr lange an (Abb. 8) . Sie ist 1 964,
d . h. 5-61/2 Jahre nach der Schüttung, noch nicht beendet,
betrii.gt im Maximum 0,4 m und ergibt 1964 noch immer einige
Millimeter pro Monat. Die Stra13e ist seit August 1 962 mit
einem provisorischen Belag in Betrieb.
Es ist bemerkenswert, dal3 der Setzungsverlauf sowohl bei
den Versuchsdammen wie auch beim definitiven Damm,
lrotzdem die Sanddrains bei Versuchsdamm B und dem
definitiven Strallendamm anders hergestellt wurden, selu
ahnlich sind.
Da hier keine Parallelversuchsdamme auf ein und dem­
selben Baugrund erstellt wurden, kiinnen wir uns über die
Beschleunigung der Setzung zufolge der Ers tellung der Sand­
drains nicht mit Bestimmtheit aullern. lmmerhin zeigt Abb. 9,
in welcher die Setzungen der verschiedenen Versuchsdiimme
von Niederurnen und Sargans in halblogarithmischem Mal3stab dargestellt werden, dal3 im Falle von Sargans diese
1959
1960
1961
1962
+ 6.0
+4,0
+20
[
--- A
--
8
-- e
--o
A bb.
-- E
8:
Schütthiihe,
Setzungen
- - - -
und
F
Piezometermessungen beim Damm der
NalionalstraBe N
Gallen, A u n d B
diimme,
pegel,
E
C
=
3
=
und D
bei Sargans, KI. S I .
Pegel d e r Versuchs­
=
weilere Setzungs­
Grundwasserbeobachtungs­
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rohr seillich des Dammes, F = Grund­
wasserbeobach t ungsrohr im Damm.
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1000
der Zeit von 4 Versuchs­
3 Niederurnen, 5 + 6 S a rg a ns .
1 + !i ohne, 3 + 6 mit Sanddrains. Die groBere Setzunq der
S clmlt e r bei Beispiel 6 ist eine Folge einer Jnstabiliti.it wdhrend
dem Schütten.
Abb.
di.immen
Nachse/zungen
aus
der
in
Schweiz.
Funktion
1 +
Sanddrains mindestens auf die Nachsetzung keine Auswir­
kung gehabt haben kõnnen . Die groBe Setzung der aus Kies
geschütteten Damme, evtl. in Verbindung mit den Sand­
drains, haben als Nebenwirkung in Sargans indessen eine
allmahliche Grundwasserabsenkung herbeigeführt (s . Abb. 8).
Es ist dies aber vermutlich die Folge einer durch die Setzung
des durchlassigen Kieskõrpers eingetretenen Verbindung mit
einem nahegelegenen Kanal mit tieferliegendem Wasser­
spiegel. Diese Grundwasserabsenkung kõnnte durch den
Wegfall des Auftriebes in diesem Falle für einen Teil der
Nachsetzungen verantwortlich gemacht werden. Dafi bei der
Schüttung solcher Damme auf weichen Schichten die Poren­
wasserspannungen einerseits und die zunehmende Ver­
festigung andererseits eine bedeutende Rolle spielen, haben
Rutschungen von Dammschüttungen bei Sargans, St. Gallen
(v o n M o o s und S e h n e 1 1 e r , 1 96 1 ) und bei Oerlingen,
Kt. Zürich (H u d e r und S e w a l d s e n , 1 963) , gezeigt, bei
welchen aber kurze Zeit nach erfolgter Neuschüttung die
Damme ohne Schwierigkeiten wiederaufgebaut werden
konnten.
l'l'ach über 200 Tagen nach Schüttende, als die Totalsetzungen
0, 1 9 m, 0,58 m, resp. 0,83 m erreicht hatten, wurden die bei­
den hõheren Damme um 0,8 m, resp. 2 m entlastet. Es trat
darauf zunachst als Folge der Entlastung eine geringfügige
Hebung auf. Nach freundlicher Mitteilung von Ing. B. Boffo,
Stans, ist die Hõhe bei diesen beiden entlasteten Dammen
auf Grund einer Kontrollmessung der noch existierenden
Pegel nach 833 Tagen praktisch gleichgeblieben, d . h . es hat
sich als Folge der Vorbelastung und der Entlastung bis heute
keine weitere Setzung mehr eingestellt . Leider war es nicht
mehr mõglich, die Setzungen des Dammes ohne Vorbelastung
zu messen, doch weiB man von einem Versuchsdamm in der
Nahe, der ohne Vorbelastung geschüttet wurde, dafi diese
weitergehen. Auf Grund dieser positiven Ergebnisse wurde
eine grõl3ere Strecke dieser Autobahn auf schlechtem Unter­
grund mit gutem Erfolg in ahnlicher Weise vorbelastet, wo­
bei die Vorbelastung j eweils einige Monate liegen bleibt
und dann für den nachsten Abschnitt wieder verwendet wird.
Hier sei noch erwahnt, daB im schweizerischen Strafienbau
die Entfernung des Torfes und dessen Ersalz durch tragfahi­
ges Material bei Machtigkeit des Torfes von bis 4 m als
Regel gilt, dal3 aber auch die Verdrangung von organischem
Schlamm durch Vor-Kopf-Schütten des Stral3endammes, z. B.
bei der Nationalstral3e N 1 in St . Margarethen, Kt. St . Gallen,
am Ufer des Alten Rheins mit Erfolg durchgeführt wurde.
Neuerdings wird in Kanada und Skandinavien versucht,
das Gewicht der Diimme und damit die Einsenkung in Torf­
gebieten dadurch zu verkleinern, dal3 man denjenigen Teil,
der nach der Setzung unter Wasser kommt, aus mõglichst
leichtem Material, das unter Wasser quasi gewichtslos wird,
z. B. aus gepre13ten Torfballen oder aus Siigemehl, erstell t .
Diesbezügliche Versuche sind z . Z . i n Norwegen i m Gange.
Handelt. es sich um den Bau von Stra13en oder Pisten, die
ni cht unbedingt über die allgemeine Oberflüche hinaufragen,
also keine Damme aufweisen müssen, so stehen noch. an­
dere Lõsungen offen, auf die hier noch kurz eingegangen
werden nm13.
Die bisherigen Beispiele haben uns gezeigt, dafi überall
dort, wo man Damme auf Torf erstellt, jede Neubelaslung zu
neuen Setzungen führt. Treten diese Setzungen dann ein, so
mufi man erneut nachschütten und gibt dadurch zu neuen
Setzungen AnlaB, wie das z . B. Abb. 2 dieses Textes u. a.
zeigt. Eine Lõsung ist deshalb in solchen Fallen, wo man um
schwimmende Damme nicht herumkommt, eine Vorbelastung
mit nachfolgender Entlastung.
Bei der Erstellung der N 2, die von Basel nach Chiasso
führt, wurde als Konsequenz aus den bisherigen Erfahrun­
gen, in Stansstad, Kt. Nidwalden, deshalb ein Versuch ohne
Sanddrains, aber mit Vorbelastung und nachtraglicher Ent­
lastung durchgeführt. Der Untergrund besteht dort am süd­
!ichen Ufer des Vierwaldstatter Sees zunachst aus 6 m Humus,
Torf und Silt, die von mindestens 9 m locker gelagertem
siltig-sandi,gem Kies unterlagert wurden. Darunter folgen,
vermutlich bis über 1 00 m, erneut fein- bis grobkõrnige
Lockergesteine, d . h. Delta- und Seeablagerungen. Nach Aus­
hub des Humus in einer Starke von 0,3 m wurden im Tracé
der zukünftigen Autobahn 3 Versuchsdamme von 1 ,35 m,
2,70 m, resp. 3,85 m Hõhe geschüttet (Abb. 10) . Diese setzten
sich bis Schüttende im Zentrum um 0,05 m, 0,40 m, resp.
0,55 m, so daB die Dammkrone in diesem Zeitpunkt eine
Hõhe von l ,30 m, 2,30 m, resp. 3,30 m über Terrain besafi.
Ta g e nach Schüllende
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80
Abb.
10:
Nachsetzung
Dammhohen
in
Funktion
der
Zeit
bei
um 2O m
L
verschiedenen
aut demselben Baugrund und Einflu/3 der Entlastung.
Versuchscldmme an der NationalstraJJe N 2 in S tansslad, Kt. Nidwalden.
Die BetonstraBenfachmi:i.nner weisen in der Schweiz immer
auf Beispiele hin, wo in gewissen Torfgebieten BetonstraBen
mit relativ kleiner Trag- und Fundations- resp. Frostschutz­
schicht von 20-30 em Sti:i.rke sich zufolge der guten Last­
verteilung sehr gut gehalten haben (z. B . StraBe Schwyz­
Brunnen, Neeracher Ried, Kt. Zürich, La Chaux-de-Fonds, Kt.
Neuchatel, usw.) und nur geringe Setzungen aufwiesen. Die
Schwierigkeit besteht nun darin, die unter der BetondE'cke
liegenden Schichten (Fundations- und Tragschicht nach
schweizerischen Begriffen) derart zu verdiChten, daB sie die
notwendige Tragfi:i.higkeit besitzen. Nach schweizerischen
Normen (SNV No. 40372 ) wird z. B. auf der Tragschicht ein
statiseher Zusammendrüekungsmodul von 800 kg/em2, be­
stimmt mit dem Plattenbelastungsgerat, gefordert.
Um keine unnõtig mi:i.dltigen Schüttmassen aufbringen zu
müssen, die nur zu groBen Setzungen AnlaB geben, wurde
vorgesehlagen, auf solchen organischen Bõden zunii.chst eine
Magerbetonschicht, z. B. P 1 00, aufzubringen, wie das früher
sehon etwa beim Flughafen von Schiphol zur Anwendung
kam. Eine S tabilisierung des vorhandenen Untergrundes
kommt bei solchen organisehen Bõden wegen des zu groBen
Wassergehaltes oder der Betonaggressivitiit nieht in Frage.
Dieser Magerbeton kann in troekener Konsistenz, z. B. auf
einer Kunststoffolie als Unterlage vor Kopf gesehüttet, aus­
gebreitet werden und sich dann erhi:i.rten. Damit ist eine sta­
bile, druckverteilende Unterlage geschaffen, auf weleher
die Tragschicht in geringen Machtigkeiten sieh auf den ge­
wünschten Zusammendrüekungsmodul Yerdichten laBt. Je
naeh dem Zweck kann (B a l d u z z i , 1 960, H u d e r , 1960)
darauf eine armierte Betonplatte, ein Schwarzbel.ag oder ein
Asphaltbelag mit unterlagernder Schottersehicht eingebracht
werden. Wie Refl.ektionsmessungen (M ü l l e r und S e h n i t­
t e r , 1 962) an einer Flugpiste gezeigt ha ben, kann dureh Er­
stellung einer solehen basalen Magerbetonsehicht an Ge­
samtmachtigkeit des StraBenkõrpers vom Standpunkt der
Tra gfahigkeit aus gespart werden (Ab b. 11 ) . O b diese Bau­
art wegen der doch relativ geringen MaBe des StraBen­
kõrpers der dynamischen Beanspruehung von AutostraBen
mit schwerem Verkehr gewaehsen ist, d. h. ob das Verhalt­
nis dynamisch wirkende Nutzlast/Dammkõrper nicht zu un­
günstig ist, ist noeh nicht bewiesen und ist zum mindesten
fraglieh.
IV. Zusammenfassung
Auf Grund der oben gesehilderten Erfahrungen ist der
Verfasser zu folgenden Sehlüssen über Strallenbauten auf
sehleehtem Baugrund, speziell auf Torf, gekommen :
u.) Dort, wo die weiche Sehicht eine Machtigkeit von ea.
4-5 m besitzt und Damme erstellt werden müssen, ist die
Entfernung der Torfsehicht und ihr Ersatz durch verdieht­
bares, anorganisches Material bei Autobahnen wohl die
wirtschaftlichste MaBnahme.
b) Da in der Sehweiz für die Sehültung der Damme meist
grobkõrniges Material verwendet werden muB, ist das Ein­
bringen von Sprengladungen mittels Spülbohrungen durch
den Dammkõrper für das Moorsprengverfahren bei uns bis
heute unwirtsehaftlieh und deshalb noch nie angewendel
worden. Das Einbringen der Sprengladungen an der Front
der Schüttung, wie es in Irland und neuerdinqs auch in
Deutschland durehgeführt wird, sollte aber aueh bei uns
versucht werden.
e) Zufolge der relativ grofien Durehlàssigkeit der bei uns
untersuehten Torfgebiete erfolgt die Hauptsetzung bei Be­
lastung sehr rasch, so daB die Erstellung von Sanddrains
von diesem Standpunkt aus nieht n o twendig war. Die Nach­
setzung kann durch die Erstellung von Sanddrains auf alle
Falle nicht vermieden werden.
d) EntsehlieBt man sich zur Erstellung von sehwimmenden
Dammen, so muB durch Kontrolle der Setzung, evtl . der
Porenwasserspannung, das Aufbringen der Sehüttung derart
dosiert erfolgen, daB keine Rutsehungen entstehen.
e) Zur Vorwegnahme der in organischen Bõden bei Be­
lastung sieh unweigerlich einstellenden Nachsetzungen ist
eine Vorbelastung mit naehfolgender Entlastung unbedingt
zu empfehlen.
f) Nach Mõgli.cbkeit solltetl die Stra13enk.õrper vom Stand·
pun k t der Setzung
aus
auf schlechtem Unlergrund wenig
der Erstellung eíner basalen
Mttgerbeton.sdticht a.ls lra g e nde un d vet le íl ende Plalle, a u f
weldter d i e Tragsdridtt verdichtet werden kann, verdienl
nt�dl meiner Ansicht vermehrle Beachtung, wobe·i aber das
machtig
sein.
Die
Methode
geeignete Verhaltnis dynamiseh wirkende Nutzlast/Damm­
kõrper mit in Betracht gezogen werden muB.
Zum SehluB mõehte ieh sehr empfehlen, die striltigen
Fragen betreffend Art, Ausführung, Dimensionierung und
Anwendung, resp. Niehtanwendung der Sanddrains bzw. de­
ren Aussehaltung mittels Versuchsdammen, weiter abzukla­
ren.
Llleralur
Balduzzi, F . : Bodens tabi lisierung im
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Elastische Deflek'lion
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Huder, J . : Dimensionierung von Strafien mit stabilisierten
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Sd1ldlten.
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April 1961
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Vff
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Decke, B = Magerbeton, C = Pundcltlonsschicllt (GW = Kiessand),
D
=
Unlergrund (OH =
silUge Tone mii organischen Bei·
Sand
StraBe
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g
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mengungen),
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Rorsch ach 1949.
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